THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE

>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISHER UNTERLAGE

ふむふむ。

なるふぉどね。

>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE

よくわかる日本語で教えていただけませんでしょうか。

>>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE
>
>よくわかる日本語で教えていただけませんでしょうか。

独語

>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE

セオリーです・・とまでしか読めなかった。(-_;)

セオリーです・・と読んでしまった

>>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE
>セオリーです・・とまでしか読めなかった。(-_;)

基礎構造の荷重伝達の理論かな？　書籍名でしょう。

移動荷重ならば、さて４５度分布くらいで適当に
計算するしか無いのでは・・・

濱　wote

>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE



ttp://www.excite.co.jp/world/german/

で訳した結果

「弾性主成分のTRAGERS AUFの理論」と訳された。

>濱　wote
>
>>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE
>
>
>
>ttp://www.excite.co.jp/world/german/
>
>で訳した結果
>
>「弾性主成分のTRAGERS AUFの理論」と訳された。

う〜んー？…。

>基礎構造の荷重伝達の理論かな？　書籍名でしょう。

本棚に突っ込んである、もはや読むことのない本で、
『弾性支承上の梁の理論』です。

曲げ剛度EIが一定の梁がm個の弾性沈下支承によって等間隔に支持されている場合・・・・・・というやつです。

土木学会の『構造力学公式集』にも載っています。
私は土とか基礎は苦手で、難しくて手がでません。
杭と基礎梁で設計したくなります。

弾性床上の梁（だんせいそうじょうのはり）
に該当するのではないか。

この様にモデル化し、任意形骨組み解析プログラムで計算すれば良いです

http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0019.pdf

>>THEORIE DES TRAGERS AUF ELASTISCHER UNTERLAGE
>
>セオリーです・・とまでしか読めなかった。(-_;)

多分
セオライ　デス　トランゲルス　アウフ　エラスティヒャル　ウンテルラゲ
と読むのだと思います

>この様にモデル化し、任意形骨組み解析プログラムで計算すれば良いです
>
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0019.pdf

直接基礎で地盤をバネに置き換えるとき、バネ定数を決めることが悩みです。
私にとっては難しいです。

>直接基礎で地盤をバネに置き換えるとき、バネ定数を決めることが悩みです。
>私にとっては難しいです。

濱 さん　こんばんわ、久しぶりだね。

接地圧及び地反力を求める時だから
σc＝P/B×L＜σa・・・OK
・1サドルに2車輪巾＝L
・連続基礎＝B
でよくないですか、もともとσaは1/3だし。

さて、今日の仕事おわり、帰ります・・・デス。

>直接基礎で地盤をバネに置き換えるとき、バネ定数を決めることが悩みです。
例えば載荷試験で、15t/�uの長期許容地耐力時2cmの沈下だったとすると
基礎底面1�u辺り=15/2=7.5t/�u/cmになります。
基礎巾:1.2mで80cm間隔で地盤バネを配置したとすれば
7.5 x 1.2x0.8 = 7.2t/cm のバネでモデル化出来ます。

>>直接基礎で地盤をバネに置き換えるとき、バネ定数を決めることが悩みです。
>例えば載荷試験で、15t/�uの長期許容地耐力時2cmの沈下だったとすると
>基礎底面1�u辺り=15/2=7.5t/�u/cmになります。
>基礎巾:1.2mで80cm間隔で地盤バネを配置したとすれば
>7.5 x 1.2x0.8 = 7.2t/cm のバネでモデル化出来ます。
>

おはようございます。色々ありがとうございます。
　皆様の御意見・見解を参考に、検討してみます。
　

>7.5 x 1.2x0.8 = 7.2t/cm のバネでモデル化出来ます。

亀浦 さん　こんちわです。

私の現場監理経験上、載荷試験での沈下量と実際の建物基礎
の沈下量とは、かなり違うと思いますが、いかがでしょうか？

>私の現場監理経験上、載荷試験での沈下量と実際の建物基礎
>の沈下量とは、かなり違うと思いますが、いかがでしょうか？

風（かぜ）さん、亀浦さん、こんにちは。
いろいろと教えていただき、有難うございます。
私は地盤バネで計算した経験がないので、実感として載荷試験の結果などと結びつきません。

文献や研究論文を参考にしても、難しいことをやっていて、実務的ではないのです。
簡単で信頼性のある解析方法を知りたいと思っていました。

＞文献や研究論文を参考にしても、難しいことをやっていて、実務的ではないのです。
＞簡単で信頼性のある解析方法を知りたいと思っていました。

同感です。

弾性支承梁の解析理論は、chang の式と（ほぼ）同じなのですけどね。

濱さん、風さん、こんにちわ
連休中に仕事ご苦労様です。

>私の現場監理経験上、載荷試験での沈下量と実際の建物基礎
>の沈下量とは、かなり違うと思いますが、いかがでしょうか？

載荷試験結果の許容地耐力いっぱいで、設計すると2cm沈下する
事は無いはずだし

地盤の良いところで、隣接して増築
FGレベルは、新旧同一
新しい方に、工事進捗で階数重ねて行くと、
新しい基礎梁が下がって行くかと言うと、そう言う事はない。

この辺りは、研究者にお任せし
相対的に硬いか、柔らかいかは、計算で得られる地耐力とか
載荷試験で得られた物で表される筈です。
かなりの誤差を含んだ物として、例えば、得られた剛性を
1/2倍したものと2倍した物で検討し、傾向を知り
後は、設計者判断でやらざるを得ないのが、辛いところですねぇ

地盤に比べて、基礎梁剛性が非常に大きいとして計算すると
基礎梁には、途方にくれる応力が生じます（規模によりますが）
Lionさんが、書かれてましたが、45度範囲で地反力等分布と
言うのは、この辺の試行錯誤した結果なのかもと、思ったりします。

>載荷試験結果の許容地耐力いっぱいで、設計すると2cm沈下する
>事は無いはずだし
>
>地盤の良いところで、隣接して増築
>FGレベルは、新旧同一
>新しい方に、工事進捗で階数重ねて行くと、
>新しい基礎梁が下がって行くかと言うと、そう言う事はない。
>
>この辺りは、研究者にお任せし
>相対的に硬いか、柔らかいかは、計算で得られる地耐力とか
>載荷試験で得られた物で表される筈です。
>かなりの誤差を含んだ物として、例えば、得られた剛性を
>1/2倍したものと2倍した物で検討し、傾向を知り
>後は、設計者判断でやらざるを得ないのが、辛いところですねぇ

載荷試験結果で、地盤バネはモデル化出来ないと言う事ですよね。

公団物件で直接基礎を経験されてる皆様は経験済みだと
思いますが、現場で1階床レベルにピン打って上階Con打設毎に
レベル測定・報告してました。
現場沈下量測定値≠載荷試験結果P-δ表からのδ≠構造計算書内のδ、
試験板300φ、鉛直荷重影響深度の差、相対沈下計算式のあやふや差。
あたり、ですかね・・・・・・・・・・デス。

>私の現場監理経験上、載荷試験での沈下量と実際の建物基礎
>の沈下量とは、かなり違うと思いますが、いかがでしょうか？

載荷試験から実際の基礎の大きさの換算は、建築基礎構造設計指針の5章5.3.1式を参考にしてください。
基礎の短辺長に比例するので注意してください。

>載荷試験から実際の基礎の大きさの換算は、建築基礎構造設計指針の5章5.3.1式を参考にしてください。
>基礎の短辺長に比例するので注意してください。

ありがとう　ですが、5.3.1式は
即時沈下量の事で、スタインブレナーの近似解式（弾性以内）
ですよね。

>SKシャーレンって鎌ぼこ屋根の体育館ですが、
>このタイプの資料をご存知の方居りますか？
>このタイプの資料は何処で分りますか？

検索するといろいろ出てきますよ。
シャーレンとはシェルのことらしいですね。

自分である程度調べてから、何のために何が知りたいのかを書き込まないとレスはつきにくいみたいです。

↓のほうのゲビオンも参考になるのでは？

>すみません
>杭のローデックス工法の評定資料がほしいのですが
>ネットでは見つけられません。
>どなたかご存知の方、教えていただけないでしょうか？
>お願いいたします

英語でググってみ！

>杭のローデックス工法の評定資料がほしいのですが
>ネットでは見つけられません。

工法名は残っているが施工はしていないのでは？

ネットでだめなら取り寄せしかない。

RODEX

>すみません
>杭のローデックス工法の評定資料がほしいのですが
>ネットでは見つけられません。
>どなたかご存知の方、教えていただけないでしょうか？
>お願いいたします

初心者 さん　へ
その部類は旧認定です。→　α＝250
今は高支持力杭（新認定）です。→　α＝340，420

よけいな事であれば、無視して下さい・・・・デス。

高支持力無用の時は、旧認定のニーディング/ローデックスが
安上がりですが、現在WEB上には認定書無いと思います。
私は、営業屋さんに言ってスキャンしたものをメールで
送ってもらいました。

>>すみません
>>杭のローデックス工法の評定資料がほしいのですが
>>ネットでは見つけられません。
>>どなたかご存知の方、教えていただけないでしょうか？
>>お願いいたします
>
>初心者 さん　へ
>その部類は旧認定です。→　α＝250
>今は高支持力杭（新認定）です。→　α＝340，420
>
>よけいな事であれば、無視して下さい・・・・デス。

風さん　ありがとうございます
旧認定ということは、評定資料はつける必要ないのでしょうか？
メーカーに問い合わせるしかないのでしょうか？
くだらない質問でスミマセン

>風さん　ありがとうございます
>旧認定ということは、評定資料はつける必要ないのでしょうか？
>メーカーに問い合わせるしかないのでしょうか？
>くだらない質問でスミマセン

もちろん、必要です。↓下に貼っておきましたので、
月曜日にでも、取り寄せて下さい。
http://www.jsca.or.jp/vol2/24archives/03TN/2008/Table20081004.html

今日の仕事おわり、電車で帰宅します。また、あしたです。

>今日の仕事おわり、電車で帰宅します。また、あしたです。

祭日だから、休んで墓参りにでも行って、ご先祖さんに
挨拶してきなさいよ。
ゆとりも、大事だよ。

>ゆとりも、大事だよ。
>
ありがとう・・・ドモ~♪ヽ(^-^ )
三日間は連休なので、電話もないので、
楽しく趣味の構造設計をします・・・・ウキウキ。
毎週末やってる事が違いますが、
今週はWRC2棟計算です・・楽勝。

>楽しく趣味の構造設計をします・・・・ウキウキ。
>毎週末やってる事が違いますが、
>今週はWRC2棟計算です・・楽勝。

なんか、可哀想な人ですね

>なんか、可哀想な人ですね

おっと〜
幸福感は人それぞれ。
毎日・毎日充実してます・・・・・・デス。

>はっきりした根入れの深さに基準はあるのでしょうか？

「建築基礎の耐震設計の実務的考え方と設計例」１９８５年版ｐ．４３参照

>はっきりした根入れの深さに基準はあるのでしょうか？

大元はこれかな？
日本建築センター「地震力に対する建築物の基礎の設計指針」
昭和60年版（B5版）P3〜P4

（ 1 ） 式は Df ≧ 2m の場合に適用できるものとする。

と、あります・・・・・・・・デス。

一応、平成7年版(メーカーもの）を貼っておきます。
http://www.asahikasei-kenzai.com/akk/attc/detail/m11_9.html

>はっきりした根入れの深さに基準はあるのでしょうか？

建物高さの６〜８％というのが、どこかにあった。

静岡は、１．２ｍ以上と指導される。
いまはどうだか・・・。

>建物高さの６〜８％というのが、どこかにあった。
>
>静岡は、１．２ｍ以上と指導される。
>いまはどうだか・・・。

それは、杭の根入れ低減でなく、建物の最低根入れ深さ
みたいな気がしますです（2年前の静岡物件の時の記憶です）。
間違ってたら、ごめんなさい・・・・・・デス。

>>はっきりした根入れの深さに基準はあるのでしょうか？
>
>大元はこれかな？
>日本建築センター「地震力に対する建築物の基礎の設計指針」
>昭和60年版（B5版）P3〜P4
>
>（ 1 ） 式は Df ≧ 2m の場合に適用できるものとする。
>
>と、あります

補追
解説P14に「但しDf＜2mの場合でも、埋め戻し土を原地盤の強度・変形特性より良好になるように施工した場合には本文（１）式によることができる。」とあります。

Df≧2mとするべきとは思いますが、建物高さが低い場合根入れが浅い場合でもα=0.7となり、「取り過ぎじゃないか？」と思うときがあります。P15の解説も参照してください。

>Df≧2mとするべきとは思いますが、建物高さが低い場合根入れが浅い場合でもα=0.7となり、「取り過ぎじゃないか？」と思うときがあります。P15の解説も参照してください。

当然低減した分はどこかで負担させ無ければなりません

>補追
>解説P14に「但しDf＜2mの場合でも、埋め戻し土を原地盤の強度・変形特性より良好になるように施工した場合には本文（１）式によることができる。」とあります。
>
>Df≧2mとするべきとは思いますが、建物高さが低い場合根入れが浅い場合でもα=0.7となり、「取り過ぎじゃないか？」と思うときがあります。P15の解説も参照してください。

私は一般の場合（地下階以外）に、杭の根入れ低減はしてませんが、
こんなのも、あるんですね、知りませんでした。

>知らなかった。

私も知りませんでした。
貴重な情報をありがとうございます。

>>知らなかった。
>
>私も知りませんでした。
>貴重な情報をありがとうございます。
>

断面変更もOK

基礎梁の断面UP・配筋UPの時は第九号（P17）で軽変でOK
と、書いてある・・と、べんりねっとの先輩に
教えてもらいました・・・・・・デス。

>ブレースM12のﾎﾞﾙﾄはHTB　１−M１２→１−M１６

なぜ１−Ｍ１６？

耐力的に何の問題もないと思うが

>構造公式集>鋼構造関連>ﾀｰﾝﾊﾞｯｸﾙ筋交いの表
>が間違っています。２００３年に改正されています。
>ブレースM12のﾎﾞﾙﾄはHTB　１−M１２→１−M１６


あれれ　いつの間にか　当社の図面は1-M16になってる！
　誰か変更してた。

>構造公式集>鋼構造関連>ﾀｰﾝﾊﾞｯｸﾙ筋交いの表
>が間違っています。２００３年に改正されています。
>ブレースM12のﾎﾞﾙﾄはHTB　１−M１２→１−M１６

変わった以前に、高力ボルトのM12は使ったことはありませんが

>変わった以前に、高力ボルトのM12は使ったことはありませんが

見たこともないよ。
親切な適判員さんなら指摘してくれるかも

>見たこともないよ。
>親切な適判員さんなら指摘してくれるかも

あるよ、トルシアが無いだけで

>変わった以前に、高力ボルトのM12は使ったことはありませんが

Ｍ１２なんてブレースも使わないけど、最低でもＭ１６。。。

うちも、最近、Ｍ１２使ってなかったですね。
・・で、古い図面を見たら、１−Ｍ１２になってた(^◇^;)ハハッ
直しておくかなぁ〜。。使わないかな。。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

>５月２７日から構１制度がスタートすると安全証明の
>添付は不要になるらしいですね、

うわさは本当だったんですね。

・・・うーん・・・
安全証明がいらないということは、構１の設計は安全だと法が証明するということですか？
するってーと、今までの安全証明の扱いはどうなるのだろう？？

>昨日、一級の法定講習会解説で知りました

早いですね、講習会。
こちらはまだ申し込みすらしてませんです。

>>５月２７日から構１制度がスタートすると安全証明の
>>添付は不要になるらしいですね、
>
>うわさは本当だったんですね。
>
以前にもレスありましたが、構一がルート１を設計した場合の安全証明書の添付義務は要らないって事で宜しいのですか・・・、変な話しですが。

>>うわさは本当だったんですね。
>以前にもレスありましたが、構一がルート１を設計した場合の
安全証明書の添付義務は要らないって事で宜しいのですか・・・、変な話しですが。

構一テキストP276に

「士法第20条第2項が改定され、本規定によって構一級が設計
または法適合確認を行った場合には、同項に基づく安全証明書
の交付は要しない。」と、書いてあります。
・・・でも、始まってみないとわかりません。
なんたって、士法改正開始は去年の11月からだったのに、
いまだに添付しているのですから・・・・・・デス。

あれ、↓Lionさんに先、こされた。

>以前にもレスありましたが、構一がルート１を設計した場合の
>安全証明書の添付義務は要らないって事で宜しいのでか・・・、
>変な話しですが。

本文：構造設計一級建築士が構造設計を行った場合、又は
構造設計一級建築士以外が、構造設計一級建築士に確認を
求めた場合の委託者に対する「構造計算によって建築物の
安全性を確かめた旨の証明書」の交付は要しないことと
されている。

建築士定期講習テキストP.５８参照

>>以前にもレスありましたが、構一がルート１を設計した場合の
>>安全証明書の添付義務は要らないって事で宜しいのでか・・・、
>>変な話しですが。
>
>本文：構造設計一級建築士が構造設計を行った場合、又は
>構造設計一級建築士以外が、構造設計一級建築士に確認を
>求めた場合の委託者に対する「構造計算によって建築物の
>安全性を確かめた旨の証明書」の交付は要しないことと
>されている。
>
>建築士定期講習テキストP.５８参照

このことはつまり、構一関与が必要な場合のみ証明書必要なし。
構一関与が必要ない場合（ルート１や二級設計規模）は構一が設計しても安全証明必要
・・・・となるはずです。

>このことはつまり、構一関与が必要な場合のみ証明書必要なし。
>構一関与が必要ない場合（ルート１や二級設計規模）は構一が設計しても安全証明必要
>・・・・となるはずです。

構一関与が必要でないルート１を任意で構一がピアチェックした場合は安全証明が不要と読みました。

構造一級が計算した場合は、安全証明書が不要で、
一級建築士が計算した場合は、添付となるのですか？

構造一級が計算した場合は、何か、証明となる物が、
他に添付されるのでしょうか？

今ひとつ、制度゛良く分かった無い(^^ゞ。。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

Erieちゃん、まいど〜

>構造一級が計算した場合は、何か、証明となる物が、
>他に添付されるのでしょうか？

構造一級の免許のコピー添付が必要ですね、今も一級の
免許＋事務所登録免許を要求されていると思いますが・・・

喰えないサン

>構一関与が必要でないルート１を任意で構一がピアチェックした
>場合は安全証明が不要と読みました。

不要でしょうね、構１が関与した物件は全て不要かと・・・
逆に構１でない場合は全て必要。

解釈のしかたによるようですが、安全証明書の要・不要に何か意味があるのでしょうか？
こんな書類1・2枚なんか・・・悩んでるより添付してやればいいのでは。

それよりも委託書に関心があります。
どんな書式でつくるのか。元受が作るのか。下請けがつくるのか。罰金10万円でチョイビビリ気味。

>それよりも委託書に関心があります。
>どんな書式でつくるのか。元受が作るのか。下請けがつくるのか。罰金10万円でチョイビビリ気味。


現在　２社と年間の委託契約書を作成してもらいハンコおしました。
相手が大手なので書類が送られてきて、内容の質疑のやり取りを多少しただけで自分ではうごかなかったですが。

公共工事の場合で意匠事務所に構造設計者がいない場合は委託契約書を交わしてないと問題となるかも知れまないと思っています。
個人事務所とはあえてしなくてもいいかなとおもっていますが甘いかな？


追記：県によっては事務所登録更新の時に知事指定の講習を受けなければいけないところもあるらしいです。全国的にはどうなのでしょう。

>現在　２社と年間の委託契約書を作成してもらいハンコおしました。
>相手が大手なので書類が送られてきて、内容の質疑のやり取りを多少しただけで自分ではうごかなかったですが。
>
>公共工事の場合で意匠事務所に構造設計者がいない場合は委託契約書を交わしてないと問題となるかも知れまないと思っています。
>個人事務所とはあえてしなくてもいいかなとおもっていますが甘いかな？

年間委託契約ですか？初めて聞きました。
それにしても違反すると罰金とかいやな世の中だな。
吹けば飛ぶような個人事業主なので痛感しております。

>年間委託契約ですか？初めて聞きました。
私のおつきあいの大手さんは、もっと長い期間の契約になってました。
契約書は、何処へ・・・・多分あるはず
お互いが、合意すれば契約期間は、任意に決めて良いと思います。
危ないところとは、こちらの一方的都合で、契約を解除出来る
項目を入れておくべきでしょうね。

そろそろ、管理建築士講習と、一級の講習やらなくっちゃ。

Ｌｉｏｎさん、まいどっ(^_^)
返事、どうもです。了解です。。

うちも、個人なので、委託契約書なんて、見たこと無いですねぇ。
今後、何か、考えないといけないかなぁ。。

by 法律は苦手です
...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

２００８年１１月２８日技術的助言

なお、構造設計一級建築士の関与が必要な建築物について、その関与が行われ
た場合については、構造計算によって安全性を確かめた旨の証明書の交付に係る
規定は、適用しないこととされた。（士法第２０条第２項）

これらの規定については、適用開始日（平成２１年５月２７日）以後に構造設
計又は設備設計を行った場合に適用されることとなるが、対象となる建築物の考
え方、構造設計一級建築士による構造関係規定への適合の確認及び設備設計一級
建築士による設備関係規定への適合の確認の実施等に関しての具体的な運用につ
いては、別途通知する。

>杭基礎の液状化で悩むのは変位の抑制があると思いますが、kh値がゼロに近い形になる場合

一つの手法として，突出杭で設計する方法があります．
上部構造が大きければ，結構キツい設計になります．

>杭基礎の液状化で悩むのは変位の抑制があると思いますが、kh値がゼロに近い形になる場合、皆さんはどのような処置を取っているのでしょうか？よろしく御願いします。

液状化対策しても、そのとなりは液状化しますので、
特別な対策はしてません。計算で処理してます。

1，多層地盤モデルによる一連解析
2，液状化層はE0低減、 （ だいたい×0.10〜0.20ぐらい ）
3，杭頭変位が1.00�pを超える場合は、
　　E0'＝E0×y-1/2で低減収束計算

です。

>1，多層地盤モデルによる一連解析
>2，液状化層はE0低減、 （ だいたい×0.10〜0.20ぐらい ）
>3，杭頭変位が1.00�pを超える場合は、
>　　E0'＝E0×y-1/2で低減収束計算

河原町のジュリー さん，風さん有難うございます。もう一つ教えていただきたいのが「1cmを超えるときの低減収束計算」というのは何をどういう形で繰り返し収束するまで計算をするのでしょうか？初歩的な質問ですみません。

>河原町のジュリー さん，風さん有難うございます。もう一つ教えていただきたいのが「1cmを超えるときの低減収束計算」というのは何をどういう形で繰り返し収束するまで計算をするのでしょうか？初歩的な質問ですみません。

E0'＝E0×y-1/2で計算します。杭の水平変位が大きい時に
E0を低減する計算です。
設定の杭変位になるまで試行計算を少しづつ行います。

あと、杭径を少しずつUPしながら、所定の杭の水平変位に
納めてもいいと思います・・・・デス。

>E0'＝E0×y-1/2で計算します。杭の水平変位が大きい時に
>E0を低減する計算です。
>設定の杭変位になるまで試行計算を少しづつ行います。

風さんありがとうございます。恥を承知でもう一度質問させてください!
Kh値の算出式が昔の80ExB-3/4にξ（群杭を考慮した係数）というのが今の基礎構造設計指針に入っていますが、これは2本以上の杭から適応して低減をするのでしょうか？そうするとかなりな低減されますね･･･？。よろしくお願いします。

>Kh値の算出式が昔の80ExB-3/4にξ（群杭を考慮した係数）というのが今の基礎構造設計指針に入っていますが、これは2本以上の杭から適応して低減をするのでしょうか？そうするとかなりな低減されますね･･･？。よろしくお願いします。

皆々様　おはようです。

確かにξ低減がある事は承知してますが、実務設計では考慮してません。
私なりの解釈は、軟弱地盤で杭頭変位1.0�pで影響範囲が6倍までとは
とても思えないからです。この実験結果はかなり良好地盤でないかと
考えています。良好地盤で杭打の必要はないので無視・・・・・デス。

>
>確かにξ低減がある事は承知してますが、実務設計では考慮してません。
>私なりの解釈は、軟弱地盤で杭頭変位1.0�pで影響範囲が6倍までとは
>とても思えないからです。この実験結果はかなり良好地盤でないかと
>考えています。良好地盤で杭打の必要はないので無視・・・・・デス。

風さん、有難うございます。参考になりました。今後ともよろしくお願いします。

>風さん、有難うございます。参考になりました。今後ともよろしくお願いします。

スレ主（液状化さん）さん　へ
こちらこそ、よろしくです。　余談ですが・・・。

液状化する地層対策に、二通りあります。
1，液状化層がGL-10mあたりの一部分の層に存在する場合
　液状化層のE0低減、 （ だいたい×0.10〜0.20ぐらい ）で普通に計算で
　たいして影響なし。
2，液状化層が杭頭部（GL-2mあたりまで）に存在する場合
　↑上で、河原町のジュリー さんが言われている様に、突出杭に近い状態
　で計算、δは3.0�p程度は許容する。杭曲げ・変形に強い杭を使用する。
　上部構造体はかなり揺れるものと考え性能に余裕をもたせる。

余談ですので、違う考え方であれば、スルーして下さい・・・・デス。

>こちらこそ、よろしくです。　余談ですが・・・。
>
風さん、液状化に対する見解はさまざまで、液状化に限らず地盤は本当に未知な部分が多すぎます。今回のご意見は本当に参考になりました。有難うございました。これからもこんな小さな質問でも、どうぞ迷っている同業者にご意見を頂けたらと思います。

>教えてください。
>屋上のペントハウスの安全検証は、何を何処まで証明すればよいのでしょうか？

鉄骨造ですが、過去の議題で法的な事かいてありますです。
法は一緒だと思います。上から1/4ぐらいの所です。
ズルズル引っぱって下さい。

http://arc-structure.sakura.ne.jp/minutes/sub0236.htm

一般的になどと言わずに、普通にＣｉ＝１．０で壁式の計算すれば良いと思います。
若干めんどくさいですが、あきらめてがんばりましょう。

で、えられた壁脚モーメントを、加力方向ごとに本体に加えましょう。
もちろん壁脚モーメントを、壁長さで割り戻した付加軸力として加えてもＯＫです。
ＰＨの壁梁の主筋は４−Ｄ１３程度でしょうか、負担できない応力は曲げ戻して、
本体に負担してもらえば良いと思いますので、結果的には、本体に加える付加曲げを
求める作業なのかもしれません。


こんなところですか？

>教えてください。
>屋上のペントハウスの安全検証は、何を何処まで証明すればよいのでしょうか？
>局部震度を考慮し、一貫計算より取り出して、別途この部分の安全性を確認する事になると思いますが

うですね！
、
>一般的には計算外で壁厚１８０�oのＷＲＣ造とし、配筋をＤ１０−＠２００ダブルクロス程度としていますが、これを具体的に、何を何処まで表せばよいのでしょうか？
>よろしくお願い致します。

Co=1.0で設計すれば　いいのでは？

>教えてください。
>屋上のペントハウスの安全検証は、何を何処まで証明すればよいのでしょうか？
>局部震度を考慮し、一貫計算より取り出して、別途この部分の安全性を確認する事になると思いますが、
>一般的には計算外で壁厚１８０�oのＷＲＣ造とし、配筋をＤ１０−＠２００ダブルクロス程度としていますが、これを具体的に、何を何処まで表せばよいのでしょうか？
>よろしくお願い致します。

安全性確保なら最低でも
・一次は局部震度k=1.0とAi分布の大きい方で設計（本体への影響考慮）
・二次は上記震度に本体のDs/0.2倍した水平力にて安全性を検証（本体への影響考慮）

>教えてください。
>屋上のペントハウスの安全検証は、何を何処まで証明すればよいのでしょうか？
>局部震度を考慮し、一貫計算より取り出して、別途この部分の安全性を確認する事になると思いますが、

皆々様、おはようです。今日も仕事がんばります。

1，塔屋の法規制は
　・告示第594号第2第三号ハ
　　技術基準解説書P285一番下の行〜P286の8行目、
　　で、その解説はP289の下から13行目〜

　　※局部震度K＝1.0は４階建て以上又は高さ２０ｍ以上の場合のみ

2，ICBAのQ&Aの質疑回答はNo,3
　　http://www.icba.or.jp/kaisei/doc/kozo-Q&A.pdf

です。

>いつもお世話になっています。
>最近申請をした建物の中で、法的に適合判定を要する物件ではないものも、役所が「特別な構造方法」と判断して、適合判定行きになってしまう物件がありました。
>そもそも「特別な構造方法」の定義は存在するのでしょうか？
>また、それに対する対策は、みなさんどのようにされていますか？

ちなみにどういう構造方法で適判に行ったんでしょうか？
具体的に教えてください。

>ちなみにどういう構造方法で適判に行ったんでしょうか？
>具体的に教えてください。

そだね。でないと何とも答えようがありまへん

壁式鉄筋コンクリート造の壁を、釣り合いの良い壁の配置にしていなかったことが理由です。
しかし、釣り合いが良い壁の配置にできないことに対する検討は学会本を参考に行っています。

>そもそも「特別な構造方法」の定義は存在するのでしょうか？

審査機関が自分の所では判断しかねるので、審査機関が任意で適判に依頼しただけですよね。
法的に適判に提出するのではないので、申請料は審査機関持ちですよね。

>壁式鉄筋コンクリート造の壁を、釣り合いの良い壁の配置にしていなかったことが理由です。
>しかし、釣り合いが良い壁の配置にできないことに対する検討は学会本を参考に行っています。

WRC造の保有の計算したら（一般的なR-3ではない）
主事が法を誤解していた場合に、ない事もないが、
WRC造の法規制は告示第1026号のみ、審査課止まりでしょう。
適判機関では受付出来ない
と、思います・・・・・・・デス。

>壁式鉄筋コンクリート造の壁を、釣り合いの良い壁の配置にしていなかったことが理由です。
>しかし、釣り合いが良い壁の配置にできないことに対する検討は学会本を参考に行っています。


釣り合いの良い壁の配置にしていない程度の問題は有ると思うが
告示第1026号改正の趣旨のなかに
1）両方向に本指針で規定される以上の壁量が釣り合い良く配置されている。
2）建築物の隅角部は両方向に耐力壁が有効に配置されている。
3）耐力壁が壁ばりにより有効に連結されている。
4）一次設計時の層間変形角が1/2000以下となるような高い剛性を有している。

これらを逸脱する壁式構造は、通常の鉄筋コンクリート造の計算ルートではなく、
令第82条の6に規定される限界耐力計算若しくは、令第81条の2の規定
（超高層等の建築物の特例）に基づく国土交通大臣の認定が必要な
ものとして扱うことを原則とする。

ここから来ているのではないでしょうか。

>壁式鉄筋コンクリート造の壁を、釣り合いの良い壁の配置にしていなかったことが理由です。
>しかし、釣り合いが良い壁の配置にできないことに対する検討は学会本を参考に行っています。

昨年、WRC3F建て約1000�u。偏心率OUTは適判行きにはならなかった。根拠は忘れたが、役所の人がICBAに聞いて分った。

>昨年、WRC3F建て約1000�u。偏心率OUTは適判行きにはならなかった。根拠は忘れたが、役所の人がICBAに聞いて分った。

ルート１壁量を満たしていれば層間変形角・剛性率・偏心率の検討は必要ない。
しかし、水平荷重時のねじれ変形は考慮する必要があるので、ねじれ補正係数
を算出し、振られ側構面の水平荷重時応力を割り増して計算すればＯＫでは。

>これらを逸脱する壁式構造は、通常の鉄筋コンクリート造の計算ルートではなく、
>令第82条の6に規定される限界耐力計算若しくは、令第81条の2の規定
>（超高層等の建築物の特例）に基づく国土交通大臣の認定が必要な
>ものとして扱うことを原則とする。
>
>ここから来ているのではないでしょうか。
>

スレ主さんは｢学会本を参考に行っています｣と言っているので、
それはない・ハズ・・・・デス。

WRC→下階壁抜けOK・偏心率・剛性率規定なし、・・なんだがな〜。

スレ主さんへ

1，｢釣り合いの良い壁の配置にしていなかったこと｣とは何ですか？
2，ほんとうにWRC造ですか？

>ルート１壁量を満たしていれば層間変形角・剛性率・偏心率の検討は必要ない。
>しかし、水平荷重時のねじれ変形は考慮する必要があるので、ねじれ補正係数
>を算出し、振られ側構面の水平荷重時応力を割り増して計算すればＯＫでは。


「水平荷重時のねじれ変形は考慮する必要があるので、ねじれ補正係数を算出し、振られ側構面の水平荷重時応力を割り増して計算すれば」は偏心０．１５を超えていなくても当然やるべきものなので、

それだけではダメなので、壁式構造基準の４条１０項に規定する特別な配慮を要する設計に該当し、９条に規定される

「曲げ抵抗モーメントが各階の構造特性係数を０．５とした時の必要保有水平耐力に”相当”する水平外力の１階耐力壁脚部回りの転倒モーメント以上であることを確かめる」

早い話保有耐力が必要です。

ここで「保有耐力」を添付すると適判行きになるので上記確かめた結果を添付する必要があります。

梁配筋、ＳＴが不足する場合があります。

>「曲げ抵抗モーメントが各階の構造特性係数を０．５とした時の必要保有水平耐力に”相当”する水平外力の１階耐力壁脚部回りの転倒モーメント以上であることを確かめる」
>
>早い話保有耐力が必要です

ochaochag3 さん　こんばんわです。

それは違うです、令第81条第2項第一号イ保有水平耐力計算（ルート3）
ではありません。WRC造にルート1，2，3はありません。
総曲げ抵抗モーメントによる略算的な保有水平耐力の算定で、
計算ではありません。あくまで算定です。
令第81条第2項第一号イ保有水平耐力計算（ルート3）の計算を
している訳ではありません。→　適判必要なし・・・・デス。

貴重なご意見ありがとうございます！

役所の方の勘違いの可能性もあると思うので

再度、役所へ確認に伺おうと思います。

風さんへ

1.極端に偏心してしまう計画、だと思います…。

2.WRC造です。

>1.極端に偏心してしまう計画、だと思います…。
>
>2.WRC造です。

スレ主さま　へ
WRC造の法規制は告示第1026号のみ です。よく読んで
相談して下さい。どこにも偏心率の事はありません。
告示第593号でもありません。たとえ、保有水平耐力の算定を
しても、算定であつて、決して
令第81条第2項第一号イ保有水平耐力計算（ルート3）
をしているわけではありません。WRC造にルート1，2，3　はありません。

WRC造の偏心率・剛性率は、だいたいです・・・・・・・デス。

扇型とかガレージのように片面全面壁なしなどで、
壁の交差部が４か所以下の場合が構造的に特別な形状と
学会指針にあったと思います。

それ以外は、壁厚調整、負担割増などゾーニングで計算できますので、特別な構造ではないですね。
偏芯は、壁厚で調整して０．３以下にしておくという手も
ありますね。

法改正直後のＥ○Ｉでよく指摘してましたが、最近は言われませんから、偏芯で適判行きはないです。

WRC造には偏心率の規定はありませんが、いつだったかのビルディングレターの質問と回答に、壁の釣り合い良い配置がされているかの判断を偏心率・剛性率を満足しているかで、確認するのも一つの方法とあったと思います。
この質問と回答をどうとらえているかで変わってくるのかもしれませんね。

>している訳ではありません。→　適判必要なし・・・・デス。

上にも書きましたが，必要は無いです。
審査機関が自分の所では判断しかねる複雑な構造なので、念のために適判機関で審査して貰おう・・・と。
申請者が適判費用を払う必要はなく、審査機関もちで受けるのではないかな・・・ち思いました。
頭痛がひどい・・・(-_;)
富士号がとうとう廃止になりましたﾖﾝ。４０年前に乗ったことがあります。

>上にも書きましたが，必要は無いです。
>頭痛がひどい・・・(-_;)
>富士号がとうとう廃止になりましたﾖﾝ。４０年前に乗ったことがあります。

いつも、B寝台3段ベット上段で、構造の勉強してました。
で、いまだに構造の勉強中です。

座屈止めがブレ−スで拘束されないと有効に効かないから。
全部が全部止める必要は無いとは思うが。

>この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。

バカと言ってやりなさい。
もしくは国交省にチクレ。

基本的に、全部ブレースで押さえるようにしています。

横補剛材は、面内方向での応力については、検討し、強いですが、
横方向へのねじれには、仕口も、プレート程度ですからねぇ。弱いです。
水平方向に、ねじれさせない為にも、横補剛材に対して、水平ブレースが効くように配置します。

ただ、全てに入れる必要性があるのかどうかは、自分も疑問は感じます。
今後、考えたいとは思っていますが、今のところ、全部入れてます。

それから、スパンが長くなった時は、水平ブレースの勾配がきつくならないように注意も必要ですね。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

>スパンが長い場合は、横補剛がかなり細かくなります。この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。
>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。
>経験のある方はお見えでしょうか。

ブレース支点間での母材の横曲げ検討ではいいのでは？

スパンが長くなると、端部重点補剛の塑性設計指針式によると思いますが
横補剛端部区間は細幅Ｈの場合
H-200:100cm、H-250:113cm、H-300:113cm、H-350:138cm、H-400:163cm
H-450:156cm、H-500:160cm、H-600:142cm です。
XY同じ梁なら、1mそこそこのグリッドに水平ブレース入れることになり、非現実的。
並んでる大梁と小梁は、断面も端部拘束条件も違うので、同じ座屈モードにはなりません
お互いが拘束しあうのだから、ブレースは関係なし
ブレース入れたって、入れなくたって、横補剛材位置で変形ゼロになるのだから入れても同じこと
うわーー眠くなってきたので、気が向いたら明日書きます

>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。

前者の条件を満たしてれば、ブレースは必要ないです。
少なくとも細かくブレースを入れる必要はないと思います。

>スパンが長い場合は、横補剛がかなり細かくなります。この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。
>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。
>経験のある方はお見えでしょうか。

ルート３で、均等に入れてブレース付けるからそういう指摘がなかったんだろうな。

細かく入れる必要がないと思う。

>スパンが長い場合は、横補剛がかなり細かくなります。この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。
>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。
>経験のある方はお見えでしょうか。


座屈効果を出すためには必要耐力と必要剛性の検討が必要といろいろな文献に載ってます。
ただ単に、「剛性の検討がないならブレースで拘束しろ」と言いたかったのでは？

>座屈効果を出すためには必要耐力と必要剛性の検討が必要といろいろな文献に載ってます。
>ただ単に、「剛性の検討がないならブレースで拘束しろ」と言いたかったのでは？

いろいろなレスありますが↑が一番ですね
スレ主さんは多分、理解できていないので素直に入れるのが良いと思います

>スパンが長い場合は、横補剛がかなり細かくなります。この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。
>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。
>経験のある方はお見えでしょうか。

横座屈に対する設計と弱軸方向の曲げに対する設計とを混同しているのだと思います。

弱い者同士で支えあってもダメだからです。
横座屈をとめる力をもったモノが支えてやる必要があるからです。
自分が横座屈をおこしそうなのに、他の横座屈まで止められるわけありませんからね。
特に同一の部材がならんでいるような場合は、やばいと思います。

もちろん、隣の梁の座屈を弱軸で支えてあげられる梁なら、ブレースで支点を拘束する必要はありませんけど。

というようなことを、図面をチャックして頂いた先輩に叱られました。一年生の頃の話ですけどね。

>今までは、フランジ圧縮力×０．０２×ｈの曲げモーメントを、横補剛材の取り付けボルトせん断耐力×ボルト間距離による抵抗モーメントで処理していたのですが、何故細かくブレースを入れる必要があると役所の人は言うのでしょう。

>ブレース支点間での母材の横曲げ検討ではいいのでは？

私もそう思います。

横座屈は水平移動とねじれを伴う現象です。
上記検討はねじれに対する検討のみです。
水平移動とねじれを拘束するためにF=0.02Cによる補剛材の強度と剛性の検討とブレースによる水平移動拘束の配慮が必要と思います。
ただ、補剛材間にすべて設けなくても、例えば１本おきとかでもよく、その場合は、Fによるブレース支点間での母材の横曲げを検討すればいいと思います。

面倒なので図で書いてみました。
http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0016.pdf
各材ごとに、水平ブレースは必要ないと考えます。

>スパンが長い場合は、横補剛がかなり細かくなります。この場合、その細かくなった箇所ごとに、ブレースを入れるように、役所から指摘がありました。

>経験のある方はお見えでしょうか。
　　　　↑
この言葉使いは、もしかして・・・・。


横座屈とは、
H形鋼などの様に荷重面内に対称軸を有し、強軸まわりに
曲げモーメントが作用すると、初めは荷重方向にたわむが、
曲げモーメントがある値に達すると圧縮側が突然に横方向に
たわみ、同時にねじれを伴って破壊する。この座屈現象を
横座屈（曲げ座屈）と言う。

て、事は、大梁の上面・下面に、二つ水平ブレースを入れると、
効くかもしれない・・・・・デス。

風（かぜ）さん　今日は遅かったね。

>風（かぜ）さん　今日は遅かったね。

おはよう　です。
きのう、カキコ途中で飲みにいったので、
ちょい、気持ち悪い・・・・デス。

ブレースは全ては不要ですが、横移動拘束は止める必要があると思います。
図による。
http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0017.pdf

亀浦さん、すみません。
勝手に図を使わせていただきました。

図の使用は良いですが
ブレース必要なら
引張りにしか効かないブレースは、×で入れる事になります。
1〜1.5m□に×なので、かなり忙しい事になります
図では、2グリッドですが、スパンが長いと3-4グリッドに
水平ブレース連続です。

----------------------------------
図のb材が、両端の梁（図ではb材上下）に、荷重伝達出来れば良いはずです。
従って、細かいブレースは無用です。

----------------------------------
この際ですから、皆さん！意見お願いします。
私も、試行錯誤なのですよ(^_^)

　基本的に補剛材の水平移動が拘束されれば十分なので”全ての構面にﾌﾞﾚｰｽは不要です。”
　但し、下記の様に処理して頂きます。
�@小梁のまたいでﾌﾞﾚｰｽを組む場合は交差する小梁位置でﾌﾞﾚｰｽを中取りしていただきます。（ﾌﾞﾚｰｽの効果が発生する。）
�Aﾌﾞﾚｰｽを組まなくても、補剛材を受ける小梁、大梁の弱軸方向の耐力（変形）が許容値以内なら”拘束できている”と判断いたします。
�B補剛材を受ける小梁、大梁の断面性能が異なれば”大梁全部が一斉の横座屈する現象”は生じにくいのですが、数値的に判別する目安は不明確なので個々に判断いたします。
　
以上です。





>図の使用は良いですが
>ブレース必要なら
>引張りにしか効かないブレースは、×で入れる事になります。
>1〜1.5m□に×なので、かなり忙しい事になります
>図では、2グリッドですが、スパンが長いと3-4グリッドに
>水平ブレース連続です。
>
>----------------------------------
>図のb材が、両端の梁（図ではb材上下）に、荷重伝達出来れば良いはずです。
>従って、細かいブレースは無用です。
>
>----------------------------------
>この際ですから、皆さん！意見お願いします。
>私も、試行錯誤なのですよ(^_^)

>>経験のある方はお見えでしょうか。
>　　　　↑
>この言葉使いは、もしかして・・・・。


ちょっと前に名古屋弁っぽい人が
こんな妙ちくりんな書き方してたな。

図の再利用のお許しありがとうございます。

>図のb材が、両端の梁（図ではb材上下）に、荷重伝達出来れば良いはずです。
>従って、細かいブレースは無用です。

私も、全てに細かいブレースは不要と思います。
但し、ａ材が圧縮材として有効に効くためには、ｂ材が弱軸方向に移動しないこと、ｂ材が自信の材軸方向に移動しないことが前提となると思います。（微少変位は不問）


>�Aﾌﾞﾚｰｽを組まなくても、補剛材を受ける小梁、大梁の弱軸方向の耐力（変形）が許容値以内なら”拘束できている”と判断いたします。

そう思います。


一般的に、金属屋根などの場合、剛床確保のためブレースはありますよね。ＲＣ床などの場合は、剛床なのでブレースは不要ですよね。


過去スレ参照
http://arc-structure.sakura.ne.jp/minutes/sub0175.htm#S41

>私も、全てに細かいブレースは不要と思います。

なので、よく外周部のみ細かく配置しますよね

類似の架構が連続するときは、剛床が若干崩れても、大勢に影響なしと判断し、
ブレースを省略しちゃうときがあります。

もちろん根拠は無し

歴史は繰り返す。

「大梁の座屈」のスレッド参照。
http://arc-structure.sakura.ne.jp/minutes/sub0175.htm

前略　有り難うございました．
最初の質問で答えて下さった方のスレッドに論文の紹介がありました．
http://nels.nii.ac.jp/els/110004853496.pdf;jsessionid=F1A1BD72117E9263AD3F355E293BE8C3?id=ART0008037875&type=pdf&lang=jp&host=cinii&order_no=&ppv_type=0&lang_sw=&no=1237336784&cp=

建築学体系１７巻/鉄骨構造も図書館で探して見てみます．
有り難うございました．

>杭芯はかならず壁柱芯にこなくてもよいのでしょうか？
>今基礎梁の交点をねらって配置していたのですが。
>

建物の規模も形状も解らないが
通り心＝壁心＝杭心で、いいのでないの？
なぜに基礎梁心？

>WRCの杭基礎で、杭の配置についてですが、
>杭芯はかならず壁柱芯にこなくてもよいのでしょうか？
>今基礎梁の交点をねらって配置していたのですが。
　　　　　↑
よいと思います。支点をそこに作って、上層の応力計算すれば
問題ありません。ただし、平均せん断力法ではだめです。

>また、杭の偏心の検討は、梁に直交方向のずれに対して
>のみ行えばよいにでしょうか？
　　　　　↑
あらかじめの検討であれば、両方向±です。

返信ありがとうございます。

説明不足でした。
壁柱の長さ方向の配置についてです。
例えば　1mの壁であれば その中心すなわち壁端部から0.5mを杭芯とするのかどうかとゆうことです。

ちなみに平均せん断応力度法（壁麻呂）でやっています。

>例えば　1mの壁であれば その中心すなわち
壁端部から0.5mを杭芯とするのかどうかとゆうことです。
>
>ちなみに平均せん断応力度法（壁麻呂）でやっています。

壁柱の回転拘束と境界梁の剛性評価は考慮が出来てますか？

>>例えば　1mの壁であれば その中心すなわち
>壁端部から0.5mを杭芯とするのかどうかとゆうことです。
>>
>>ちなみに平均せん断応力度法（壁麻呂）でやっています。
>
>壁柱の回転拘束と境界梁の剛性評価は考慮が出来てますか？

風（かぜ）さん　　返信ありがとうございます

壁の回転を拘束するだけの剛性が境界梁にあるかとゆうことですか
また、杭を２本打つのも回転拘束になりますか。

>壁の回転を拘束するだけの剛性が境界梁にあるかとゆうことですか
>また、杭を２本打つのも回転拘束になりますか。

そういうことだと思います。
梁に対して、面外方向の押さえになるかどうかと言うことですね。
杭も、２本打てば回転を押さえられますが、
打った方向に・・だけだと思います。

回転、ねじれが押さえられれば、１本でも良いかな？とは思います。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

>>壁の回転を拘束するだけの剛性が境界梁にあるかとゆうことですか
>>また、杭を２本打つのも回転拘束になりますか。
>
>そういうことだと思います。
>梁に対して、面外方向の押さえになるかどうかと言うことですね。
>杭も、２本打てば回転を押さえられますが、
>打った方向に・・だけだと思います。
>
>回転、ねじれが押さえられれば、１本でも良いかな？とは思います。
>
> ...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆


Erie さん　　返信ありがとうございます。

いろいろ考えてみます。

ふと思ったのですが、
ＷＲＣの杭基礎の場合、独立基礎とするのかそれとも布基礎
とするのか、どちらを採用するんですか。
ケースバイケースとも思いますが。。。

>壁の回転を拘束するだけの剛性が境界梁にあるかとゆうことですか
>また、杭を２本打つのも回転拘束になりますか。

スレ主（ZAKKU）さん　へ
壁麻呂は使った事ありませんですので、マニュアルをみて
みないと何とも言いようがないですが、おそらく、
計算上、壁脚両端に自動的に支点を作成すると思いますが、
実際は杭は壁脚真ん中1ヶ所ですよね、
その壁脚両端支点を使って実際の支点位置とは違う、
どうゆう解析をしているんのかをマニュアルを解読
する必要がありそうな気がします・・・・デス。

>計算上、壁脚両端に自動的に支点を作成すると思いますが、
>実際は杭は壁脚真ん中1ヶ所ですよね、
>
私も壁麻呂未経験者ですが、通常は壁脚真ん中が支持点ではないでしょうか？

>>計算上、壁脚両端に自動的に支点を作成すると思いますが、
>>実際は杭は壁脚真ん中1ヶ所ですよね、
>>
>私も壁麻呂未経験者ですが、通常は壁脚真ん中が支持点ではないでしょうか？

耐力壁と基礎梁を線材置換して両端に支点でしょう。

>耐力壁と基礎梁を線材置換して両端に支点でしょう。

私のイメ−ジはこうなんですが。

http://www.kozo.co.jp/program/kozo/wall/img/wall1img/img07.gif

>私のイメ−ジはこうなんですが。
>

WALL-1ですよね、であればマニュアル■解析モデル、支点の項
支点位置には3タイプあり・・・。

ちょっと休戦、昼飯食べながら野球みます・・・・デス。

>>私のイメ−ジはこうなんですが。
>>


壁脚の中心が支持点みたいです。


基礎を布基礎として、壁の両端にくいを配置（中間に直交する壁
がある場合はその位置にも配置）するとゆう考え方はありですか。

>>私のイメ−ジはこうなんですが。
>>
>
>WALL-1ですよね、であればマニュアル■解析モデル、支点の項
>支点位置には3タイプあり・・・。
>
いや、別にWALL-1の話ではなく一般論。て言うか手計算の話です。
手計算では壁柱の真ん中に支点を設けてますよね？

>手計算では壁柱の真ん中に支点を設けてますよね？

それは、線材置換した場合の支点です。
実際は耐力壁に幅が
あるので、±Nが耐力壁の、はしっこにかかります。

ZAKKUさんへ

>ふと思ったのですが、
>ＷＲＣの杭基礎の場合、独立基礎とするのかそれとも布基礎
>とするのか、どちらを採用するんですか。
>ケースバイケースとも思いますが。。。

まず、自分は、あまり大きなＷＲＣはやったことが無いので(^_^;
基本的には、布フーチング＋杭配置ですかね。
耐力壁線を考えれば、その方が良いかな？と思います。

ただ、大規模な建物になってくると、話は変わってくるかもしれません。
がんばって下さい！何か分かったら、教えて下さいね。

風さん、野球負けちゃったね(^^ゞ。。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

>ZAKKUさんへ
>
>>ふと思ったのですが、
>>ＷＲＣの杭基礎の場合、独立基礎とするのかそれとも布基礎
>>とするのか、どちらを採用するんですか。
>>ケースバイケースとも思いますが。。。
>
>まず、自分は、あまり大きなＷＲＣはやったことが無いので(^_^;
>基本的には、布フーチング＋杭配置ですかね。
>耐力壁線を考えれば、その方が良いかな？と思います。
>
>ただ、大規模な建物になってくると、話は変わってくるかもしれません。
>がんばって下さい！何か分かったら、教えて下さいね。
>
>風さん、野球負けちゃったね(^^ゞ。。
>
> ...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

Erie さん　　返信ありがとうございます。

いまやっているのは　２階建て　24m×10m の共同住宅です。
これって大規模？ですか。

いろいろ調べていたら、１本杭＋フーチングを主要な箇所（壁の交点等）
に配置している設計例（図面のみ）を見つけました。

>それは、線材置換した場合の支点です。
>実際は耐力壁に幅が
>あるので、±Nが耐力壁の、はしっこにかかります。

それは考えないでしょ。フツ−

>ふと思ったのですが、
>ＷＲＣの杭基礎の場合、独立基礎とするのかそれとも布基礎
>とするのか、どちらを採用するんですか。

どちらでも可。
杭＋布が昔から一般的であるとは思うけど。

布の場合、通常の布基礎のように軸力計算し、必要本数を均等に配置する。この場合、杭の水平曲げの処理が問題（杭の位置に必ずしも直交基礎梁がない）

独立基礎の場合、直交壁の交点に配置し杭の水平曲げを処理。

何か皆さん難しいなぁ・・・

おいらの、某役所物件の参考例です：
http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0018.pdf

計算は壁麻呂（壁麻呂は手計算と全く同じです）軸力は
壁毎に算出、各通りの合計軸力から杭を決めて適当に
交点にばらまいています、全体としてはかなり安全側の
杭配置です。。。

今日は全日、一級定期講習会で缶詰でした、老体は疲れる〜
試験は○×の簡単な問題４０問、１時間、３０分で十分(^^ゞ

皆さんいろいろなご意見ほんとにありがとうございます。

Lionさんへ　図面参考にさせていただきます。
ところで、壁麻呂使った場合、水平荷重時の軸力はどうなさってますか。
水平荷重時応力図から梁のせん断力を累加して計算していますが。

また、杭の偏芯の考え方がよくわかりません。

いろいろ聞いてしまって申し訳ありませんが、よろしくお願いします。

>おいらの、某役所物件の参考例です：
>http://arc-structure.sakura.ne.jp/cgi-bin2/src/up0018.pdf
>

Lionさん ご苦労様でした。↑UPありがとうです。
これで、皆さんと意見が、かみ合わない訳がわかりました。

WRC学会基準P37〜38、立面計画
｢境界端のモーメント及びせん断力によって耐力壁の浮き上がり
や転倒防止を阻止し・・・・｣

これだけ支点があれば問題なし、私がいつもやってるのは
C-1、1a、3
B-1a、2、3
A-1、2、3
計9/17本ぐらいで、やってます。
で、境界梁端の短期軸力±は基礎梁で処理してます・・・・・デス。

ZAKKU サン

>ところで、壁麻呂使った場合、水平荷重時の軸力はどうなさってますか。
>水平荷重時応力図から梁のせん断力を累加して計算していますが。

概ね壁端に杭が配置されているのと地中梁が大きい
３５０＊９００ので特に検討は無し

>また、杭の偏芯の考え方がよくわかりません。

偏心とは？？？　壁芯〜梁芯は無視、杭頭Mは有効杭のみ
考慮（直行に梁ありの場合）です、WRCでは細かい事は
考えないです、参考例は３〜４年前の物件ですが。。。

>Lion サン
>
>概ね壁端に杭が配置されているのと地中梁が大きい
>３５０＊９００ので特に検討は無し
>
>>また、杭の偏芯の考え方がよくわかりません。
>
>偏心とは？？？　壁芯〜梁芯は無視、杭頭Mは有効杭のみ
>考慮（直行に梁ありの場合）です、WRCでは細かい事は
>考えないです、参考例は３〜４年前の物件ですが。。。

昔ながらの設計法ですね。
でも、こういう大雑把な（失礼）設計好きですよ。
昔はこれで良かったですもんね。

昔が懐かしい。

Lion サン ありがとうございます。

偏心とは、
例えば壁長が１ｍであれば、支点は壁長の中心で壁端部から
０．５ｍの位置になると思いますが、その壁脚支持点と杭芯の位置
のずれによる偏心のことです。

でもこれを考え出すとあらかじめの検討なんてできない気がしますが。。。

よろしくお願いします

ZAKKUさん

>偏心とは、
>例えば壁長が１ｍであれば、支点は壁長の中心で壁端部から
>０．５ｍの位置になると思いますが、その壁脚支持点と杭芯の位置
>のずれによる偏心のことです。

壁を考慮したら剛域内なので検討不要かと・・・

>ZAKKUさん
>
>>偏心とは、
>>例えば壁長が１ｍであれば、支点は壁長の中心で壁端部から
>>０．５ｍの位置になると思いますが、その壁脚支持点と杭芯の位置
>>のずれによる偏心のことです。
>
>壁を考慮したら剛域内なので検討不要かと・・・
>

Lionさん　　返信ありがとうございます。

つまらない質問してすいませんでした。



回答して頂いた皆様へ
　こんな私の質問につきあっていただきまして本当にありがとうございました。大変参考になりました。

>素朴な疑問です。
>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが
>このとき反曲点は普通中央にならないのに問題ないのでしょうか？

もうちょういなんだけどなぁ
ガンバレ

疑問解決。
反曲点で地震力拾えばよいかも・・・・・
ソフト屋に、要望出しましょう。
チャンチャン。

>素朴な疑問です。
>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが

素朴な疑問です。
あなたは構造設計者ですか！？

>>素朴な疑問です。
>>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが
>
>素朴な疑問です。
>あなたは構造設計者ですか！？


学生さんで構造を勉強し始め人ですか?
または、会社に入り構造を勉強し始めた人でしょう。
D値法を少し解いてみては・・・・

>素朴な疑問です。
>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが
>このとき反曲点は普通中央にならないのに問題ないのでしょうか？

●地震層せん断力　→　その層の質量
●反曲点→　上の反力位置高さ（反力です）

作用してるのは、床レベルで、その反力レベルが反曲点。
曲げモーメント図の出る方向をよく見て下さい・・・・・デス。

ありがとうございます

>素朴な疑問です。
>あなたは構造設計者ですか！？

いえ。。。
建築士の試験勉強中で…^^;ゞ

>いえ。。。
>建築士の試験勉強中で…^^;ゞ

構造やってなかったらそんなもんでしょね･･･
でも自分で努力して調べた内容は必ず頭に残りますよ
風さんは優しいなぁ

>素朴な疑問です。
>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが
>このとき反曲点は普通中央にならないのに問題ないのでしょうか？

特殊構造相対性理論から言えば
地震層せん断力はあなたの言うように各階の中央に作用させる方法も検証します。
ただこのときには柱や壁の各層間のせん断力の差だけではなく
曲げも考慮します。
つまり、地震層せん断力だけではなく地震層曲げモーメントも存在しますので
まだこれから研究を進める分野です。
ぜひ、頑張って新しい分野を開拓してください。

>>いえ。。。
>>建築士の試験勉強中で…^^;ゞ
>
>構造やってなかったらそんなもんでしょね･･･
>でも自分で努力して調べた内容は必ず頭に残りますよ
>風さんは優しいなぁ

わたしも、勉強がたりません・・・です。
自分の為に、一生懸命調べて、レスしてます。
カキコする時にいろいろと、本・マニュアル・自分の構造計算書
などを見直して書きますのでスキルアップ出来ます。
皆々様には御迷惑をかけてます。感謝してます。・・(^人^)感謝♪

みな様様
ありがとうございました。
とりあえず試験勉強が先なので
合格した暁にはもっと突っ込んで勉強したいです。
兎に角勉強中、目の前に疑問が出てくると
気になってしまうので解決したくなります。
でも今突っ込んで追って行っても試験は待ってくれないんですよね(＾_＾；

この前、某診断の審査会で、同じ質問をされました。
連層壁の反曲点の考え方について・・。
「この壁の剪断力は、どこに掛かっているのですか？」
耳を疑いました(^◇^;)。。

まず、反曲点と言うのは、曲げ応力に対して、
どこを中心に回転しようとしているか？
と言えば、近いかな？と思います。
仮定上、上と下の応力のゼロになる位置です。

地震層せん断力は、計算上の仮定で、風さんの言われているように、
その層にかかる地震力を表すものですね。
実際、地震は、地盤が揺れますが、
構造計算では、剛性の高い床位置に、集中してかかると仮定します。
ほんとは、下が揺れるんですよ！(^_^)

部材にかかる剪断力は、また、別にですね。

試験、がんばって下さいね！！

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

Erieさんの書き込みを読んで、やっと質問の意味が理解できました。

>地震層せん断力は各階の中央に作用させて考えますが

って、応力図で柱せん断力を表す矢印が反曲点位置に書かれているのを見てそう思われたのかな？と。

既に答えは出てますが、層せん断力（柱せん断力）は、その層（柱脚から柱頭まで）に満遍なくかかってます。満遍なくかかるのでモーメントは直線で変化する。接合部の回転剛性によって柱頭柱脚のモーメントの割合が変わる→反曲点。
作用させるのは床位置。ですね。

>現在新築予定の敷地には、既存建物があります。
>この既存建物は今の規準では設計されていません。
>この場合、既存建物の法適合は必要でしょうか。
>また、不要である場合、渡り廊下で接続した場合でも不要でしょうか。
>過去問でしたら、該当問題を教えてもらえるとありがたいです。
>よろしくお願いします。

ヒント　ICBAにあります。

岐阜県民サン

>現在新築予定の敷地には、既存建物があります。
>この既存建物は今の規準では設計されていません。
>この場合、既存建物の法適合は必要でしょうか。
>また、不要である場合、渡り廊下で接続した場合でも不要でしょうか。

先ずは平成１７年６月１日の基準法改正解説本を
じっくり読まれる事をお勧めします、構造と言うより
法令の問題です、増築に関しては非常に厳しくなって
います、面積等の規制も有りますし・・・

>過去問でしたら、該当問題を教えてもらえるとありがたいです。
>よろしくお願いします。

1,増築申請
2,既存不適格
3,既存遡及
4,令第137条の2　　あたりかな。

で、ホームページ下部にある 『建築構造設計べんりねっと』　内を検索

ごんサン

>本物のＬＩＯＮ教祖様ですか？
>彼岸の入りとなっていますが

はいな、アドレスは自由記述にしています(^^ゞ
気まぐれアオハン専科

>現在新築予定の敷地には、既存建物があります。
>この既存建物は今の規準では設計されていません。
>この場合、既存建物の法適合は必要でしょうか。
>また、不要である場合、渡り廊下で接続した場合でも不要でしょうか。
>過去問でしたら、該当問題を教えてもらえるとありがたいです。
>よろしくお願いします。

民間でもいいですから確認申請を予定している機関に相談しなさい。
いろいろありますから。
実務と言うのは原則論ではないからです。

日経アーキテクチュアの2009　3-9　号のP22,23にフロー図があります。
非常にややこしいです。確認審査機関の窓口で相談することが必要と思います。
ほとんどの場合、すんなり増築できることはないでしよう。
私は関わりたくないですね。この法改正は今の不況の一因だと思っています。

>ほとんどの場合、すんなり増築できることはないでしよう。
>私は関わりたくないですね。この法改正は今の不況の一因だと思っています。

A/2以下であれば、みなさん、やってると、思いますよ。
どうしても無理（補強が出た場合に入れられない）であれば、
ちょい離して、別棟申請・・・傘さして移動すればOK。

皆さんありがとうございました。

>現在新築予定の敷地には、既存建物があります。
>この既存建物は今の規準では設計されていません。
>この場合、既存建物の法適合は必要でしょうか。
>また、不要である場合、渡り廊下で接続した場合でも不要でしょうか。

これだけでは、判断できません。
具体的にこういうケースと示した方がよいですよ。


既存の１／２以下か以上か。
ＥＸＰＪで分かれているか。
渡り廊下を考えることから、渡り廊下を５０�u以下に後から
増築と考えているのかも。
厳密には、２回目の増築なので、増築合計で１／２超えると
大変かも。　

既存が木造で、増築が鉄骨だと混構造と訳のわからんこと
いう役所もありますし。
既存が壁式で木造増築したら、既存の耐震診断しろと言われたり・・・。

でしょ

逆せん断ですね
上下で著しい剛性の差があると出ますね。

ステップを細かくする等の措置をしてみましょう。
で、ダメなら、むち打ち（逆せん断）の原因となる
部材の崩壊を遅らすとか、剛性をいじってみましょう。

で、どーしてもダメならあきらめましょう。
その建物は、そんなもんです。

諦めた旨の理由が妥当なら、きっと適判の中の人も納得してくれるでしょう。

>以上のようなモデルに加力したとき、ある程度崩壊が進むとＱ−δ曲線が逆向きに出てきます。
>原因として考えられるのはどのような事でしょうか。
>ご存知の方がいらっしゃれば、ご教授お願い致します。

皆々様　おはようです。

↑上で、皆様がもう言われてますが、逆せん断です。
フレームの変形には、せん断変形・曲げ変形・軸変形・回転変形
があります。
一般的にRC造の場合は、せん断変形が支配的ですが、独立柱は
荷重増分していくと、あるStepから、曲げ変形が追い越してしまいます。
・・・が、節点同一変位で計算してますので、それを押さえる為に
逆向きの力が必要になりますです。この状態を逆せん断が
働いてると言いますが、実際にありえなく、解析上の不具合です。

体育館ですから、両妻フレームがせん断変形型で、独立柱フレーム
が曲げ変形型になっているのと、剛床仮定は不成立と思います
ので、ゾーニングによる計算が必要と思われます・・・・・・・デス。

以前同じような現象が起こり、サポートに質疑した時の回答です。
【回答】
Q-δ曲線がガタガタに表示されたり、逆向きに戻る変形がでるような場合は
増分解析中に不釣合い力の解除がうまくいっていないような場合におこります。
不釣合い力の解除がうまくいかない場合は変形、増分量の設定(増分量が荒い
など)が主に影響します。
お預かりいたしましたデータを確認すると剛床仮定の解除を行っているデータ
ですが、[10.7床ブレース]、[10.8梁の水平面内の曲げ剛性・せん断剛性]の指定
を行っていないデータでしたので、不安定の要素があり、変形があるステップから
極端に進み不釣合い力の解除がうまくいっていません。
[10.8梁の水平面内の曲げ剛性・せん断剛性]の標準値を鉛直・水平ともに“<2>
元断面をとる”と指定し、解析をしなおすと、正常に表示されるようになりました。
不安定の要素のある建物だったのだと思います。

逆剪断力かぁ〜(^_^;
はじめて、見た時には・・なんだこりゃ〜！！
となりますよねぇ。

大変ですね。がんばって下さい。。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

皆様、早い対応ありがとうございます。
皆様の指摘どおり、逆せん断によるものだったようです。

このサイトで書き込みしてらっしゃる方は皆さん、私の先輩になると思います。

まだ若輩者ですが、これからもよろしくお願いします。

>皆様の指摘どおり、逆せん断によるものだったようです。

これって、逆せん断ですか？
私は一休建築士さんが正解だと思いますが…

>これって、逆せん断ですか？
>私は一休建築士さんが正解だと思いますが…

梁嶋高雅さん　こんちわです。
そうでしょうか？
一休建築士さんの場合→剛床仮定解除→梁のZ軸方向の水平面内の
曲げ剛性・せん断剛性が0→不釣合い力の解除ができない。
からでは？

補足です。
私の物件も、鉄骨小屋組を載せた独立柱（片持ち柱）となっているので、同じような形状の建物だと思います。（独立柱を剛床解除）

>補足です。
>私の物件も、鉄骨小屋組を載せた独立柱（片持ち柱）となっているので、同じような形状の建物だと思います。（独立柱を剛床解除）

あれ、結果、正確にゾーニング計算
（片持ち柱負担N×Ai＝負担せん断力）
出来てますでしょうか？

>一休建築士さんの場合→剛床仮定解除→梁のZ軸方向の水平面内の
>曲げ剛性・せん断剛性が0→不釣合い力の解除ができない。
>からでは？

独立柱の剛床を解除して、加力を節点にした場合
独立柱にヒンジができても加力は続けて節点に行われる。
しかし、柱はこれ以上せん断力を負担できないので解が
収束せずおかしな結果が出る

のではないかと、勝手な想像モードでした

逆せん断が生じていても、層として外力と水平応力が
釣り合っていれば、Ｑ−δは自然な形になると思います。

>逆せん断が生じていても、層として外力と水平応力が
>釣り合っていれば、Ｑ−δは自然な形になると思います。


ありがとうございました。

>WRC造　２階建ての共同住宅の設計にて基礎を独立杭基礎にて計画しています。
>つまらない質問で大変申し訳ありませんが、ご教授願います。


上段は1階壁柱のNEX,NEYです、下段は基礎梁から下のNEX,NEYと下の方に書いてあります。
数字が追えないからの投稿と察しますが、おそらく、応力再配分しているからでしょうか？。
杭の設計用応力であれば、支点反力によれば
よろしいのでは、ないでしょうか・・・・・・・・デス。

>>WRC造　２階建ての共同住宅の設計にて基礎を独立杭基礎にて計画しています。
>>つまらない質問で大変申し訳ありませんが、ご教授願います。
>
>
>上段は1階壁柱のNEX,NEYです、下段は基礎梁から下のNEX,NEYと下の方に書いてあります。
>数字が追えないからの投稿と察しますが、おそらく、応力再配分しているからでしょうか？。
>杭の設計用応力であれば、支点反力によれば
>よろしいのでは、ないでしょうか・・・・・・・・デス。

１階から上の軸力と地中梁のせん断から来る軸力を分けて書いているだけですね。
梁のせん断力足せばわかります。

杭の杭頭曲げを追加ですね。

計算は、P219以降のようですが・・・。

>>>WRC造　２階建ての共同住宅の設計にて基礎を独立杭基礎にて計画しています。
>>>つまらない質問で大変申し訳ありませんが、ご教授願います。
>>
>>
>>上段は1階壁柱のNEX,NEYです、下段は基礎梁から下のNEX,NEYと下の方に書いてあります。
>>数字が追えないからの投稿と察しますが、おそらく、応力再配分しているからでしょうか？。
>>杭の設計用応力であれば、支点反力によれば
>>よろしいのでは、ないでしょうか・・・・・・・・デス。
>
>１階から上の軸力と地中梁のせん断から来る軸力を分けて書いているだけですね。
>梁のせん断力足せばわかります。
>
>杭の杭頭曲げを追加ですね。
>
>計算は、P219以降のようですが・・・。



回答どうもありがとうございます。確認してみます。

昔、体育館の屋根などに使われた立体トラス構造のことだと思いますが名前の由来や構造形式の定義は知りません。
耐震改修ではちょっと困りものの構造として扱われているような・・・

>｢ゲビオン｣で検索してみますと，その名称は出てくるのですが，これに対する具体的な説明は有りませんでした．どの様な構造を示すのかご存じの方，御教授下さい．
鉄骨トラスとシェル構造を組み合わせた構造です。
部材はアングルで組まれたりします。
私の手元資料では日本技研の設計施工みたいなことが書いてありますので
鉄骨メーカーの商品ではないでしょうか？

アーチ型トラスみたいなやつって理解していますが、
実際に手がけたことも無く、全く知らないに等しいです・・・

名前の由来って何でしょう？

>｢ゲビオン｣

以下に論文があります。内容は右上のあたりをクリックすると、PDF表示されます。
http://ci.nii.ac.jp/naid/110004853496/

かごのような立体トラス見たいだけど、本当に大丈夫か良くわからない構造です。
gabionはかごのことのようです。
昭和32年、3丁目の夕日の年代です。

>gabionはかごのことのようです。
>昭和32年、3丁目の夕日の年代です。

ゲルピンなら知っていたのだけど。(^^；

有り難うございました．
それにしても良く見付けられましたね．

>適判員 1名、ＪＳＣＡ 2名、ＡＰＥＣ 2名、区分１が2名、追試が１名
>８名は構造設計一級建築士

>やっぱ、ＲＣ中高層が主体でタイトなスケジュールの適判物件ばかりやっていたのがよかったのかな？

適判員が構造一級8名のうち1名とは、意外と少ないですね。
適判の考査を受けなかったのでしょうか。
中高層を設計しているのでしたら、もっと適判員の比率が高いと思いました。

>とりあえず、よかった。私の建築士証は必要ないね

私が今仕事を頂いているゼネコンさんの構造担当者曰く
”構造設計者名は私でなくアナタでお願いします”
”それでは、私の設計方針で行きますので．．”

今までは、ゼネコンの設計方針の言いなりだったがこれで私の設計方針でやれる！
グダグダ言ってきたら”じゃあ構造設計者欄はアンタにします？”って言ってやろう！

>みんなで宴会したいけど、仕事量が減っちゃて、会社で経費でないだろうなぁ。あーあ、全員にお願いできる仕事が、、、なくなっちゃた。


どうやって選別するの？順番は？

仕事がなくなるのはだあれ？

ワタスには廻してもられるのかい？

>適判員が構造一級8名のうち1名とは、意外と少ないですね。
>適判の考査を受けなかったのでしょうか。
>中高層を設計しているのでしたら、もっと適判員の比率が高いと思いました。

他人の計算書なんか見たくない（あら捜し）のと　仕事が忙しすぎて受けられないというのがほとんど

>>みんなで宴会したいけど、仕事量が減っちゃて、会社で経費でないだろうなぁ。あーあ、全員にお願いできる仕事が、、、なくなっちゃた。
>
>
>どうやって選別するの？順番は？
>
>仕事がなくなるのはだあれ？
>
>ワタスには廻してもられるのかい？
当然　忙しくなったら困るので
少ないけど順番です。

>少ないけど順番です。
でも、A県は適判件数が3月現在4１件しかない　やばい

>>少ないけど順番です。
>でも、A県は適判件数が3月現在4１件しかない　やばい

みーさんって、いつものﾐｰさんですよねぇ
違っていたらごめんなさい。

>今までは、ゼネコンの設計方針の言いなりだったがこれで私の設計方針でやれる！
>グダグダ言ってきたら”じゃあ構造設計者欄はアンタにします？”って言ってやろう！


支持条件が多少変わったとしても
力のつりあい条件は成立する。
恐らく、この場合は反力も変わらないだろう。

>他人の計算書なんか見たくない（あら捜し）のと　仕事が忙しすぎて受けられないというのがほとんど

そんな事言っているから、非実務者適判員が大きな顔するのさ。
実務者適判員が頑張らなきゃ適判制度は良くならないよ

>>>少ないけど順番です。
>>でも、A県は適判件数が3月現在4１件しかない　やばい
>
>みーさんって、いつものﾐｰさんですよねぇ
>違っていたらごめんなさい。

最近ミーって書き込みがあるから"みー"にしました

>つまり鋼にもクリープは発生するのでしょうか？

建築系鉄骨で鋼のクリープが問題になることはない。
容器系においては、高温環境下でクリープ破断がしばしば問題となる。
この場合、代表的実用鋼としてクロムモリブデン鋼などが使用される。
いわゆる、クロモリ。

応力緩和（リラクセーション）を気にするのは
単材の鋼ではなく、より線のワイヤーではないでしょうか
（PC鋼線とか、張弦梁のワイヤー）

この辺は、PC屋さんとか、鋼線屋さんに任せてましたが
これからは、そうも行かないようですね。
困ったものじゃ(オイオイ)

>つまり鋼にもクリープは発生するのでしょうか？
時間の経過で、変形が増大するのをクリープと言うなら
ワイヤーにはクリープが発生すると、言っても良いのでしょう。

ありがとうございます

>建築系鉄骨で鋼のクリープが問題になることはない。

つまりクリープは存在するけど一般的には鋼でクリープを考慮することはないと言うことなのでしょうか？

>単材の鋼ではなく、より線のワイヤーではないでしょうか

そうですね。PC鋼線のところでリラクセーションの話が出てきたのでクリープとどう違うの？って思いました。

>時間の経過で、変形が増大するのをクリープと言うなら
ワイヤーにはクリープが発生すると、言っても良いのでしょう。

やはり材料的には厳密には鋼にもクリープは存在すると言うことなんですね。

>計算書の文章を作文していると、分からなくなりました
>昔、「応力」って呼んでいたものを最近では「部材に生
>じる力」って呼ぶようになっていますよね。
>でも解析では「応力解析」というのが普通ですよね。
>そうすると「応力解析により部材に生じる力を求め・・・」
>という感じの文章になるのですが、変じゃないですか？
>あと、なんで部材に生じる力なんていう変な言葉になって
>しまったのでしょうか？
>
>同でも良いことのようにも思えますが・・・


以下Ｓ社コラムより引用

注）
これを「応力」と呼ぶことがあり、現在でも慣用的にそのように呼ばれることが多いようです（たとえば「地震荷重時応力図」など）が、しかし「応力」の正式な定義は「単位面積あたりの力」で、現在使われている「応力度」と同義です。
ちなみに、2000年6月に施行された改正建築基準法では、旧来の条文にあった「応力」という用語が「生ずる力」に改められています。

それは単に応力が分からない人がいると思って、
一般的な言葉に変えただけではないでしょうか。

建築系学校で学んだ人なら「応力」が分かるでしょうけど。

「健康診断により、体に異常がないかを調べ・・・」
みたいな感じ？
ま、考えすぎかと・・。

>「応力」の正式な定義は「単位面積あたりの力」で、現在使われている「応力度」と同義です。
ですか・・

それなら、「応力図」ってのも「生じる力の図」とかにしないと変だってことですかね。
「応力」を単位面積あたりにしたものが「応力度」といわれるほうが、分かりやすいと
思うのですが、困った時代になりましたね。

＞など）が、しかし「応力」の正式な定義は「単位面積あたりの力」で、現在使われている「応力度」と同義です。

「応力」と「応力度」を区別して使っていたが、「応力度」を「応力」として表現するのが一般的だったのですか？？？

「応力度」の正式な定義は、「単位面積あたりの力」じゃないのかな？

>>計算書の文章を作文していると、分からなくなりました
>>昔、「応力」って呼んでいたものを最近では「部材に生
>>じる力」って呼ぶようになっていますよね。
>>でも解析では「応力解析」というのが普通ですよね。
>>そうすると「応力解析により部材に生じる力を求め・・・」
>>という感じの文章になるのですが、変じゃないですか？
>>あと、なんで部材に生じる力なんていう変な言葉になって
>>しまったのでしょうか？
>>
>>同でも良いことのようにも思えますが・・・
>
>
>以下Ｓ社コラムより引用
>
>注）
>これを「応力」と呼ぶことがあり、現在でも慣用的にそのように呼ばれることが多いようです（たとえば「地震荷重時応力図」など）が、しかし「応力」の正式な定義は「単位面積あたりの力」で、現在使われている「応力度」と同義です。
>ちなみに、2000年6月に施行された改正建築基準法では、旧来の条文にあった「応力」という用語が「生ずる力」に改められています。


あなたの言葉を文字通り解釈すると、モーメントの応力図は描けないと言うことですか？
ついでにせん断力の応力図も
　応力と応力度を区別できないと力学的な話が出来ない。

僕の解釈では、
「応力とは部材に生じる、大きさが同じで向きが逆の一組の力」
としていました。

単なる「力」では、加速度が生じてどこかへ飛んでいってしまうから(笑)

>以下Ｓ社コラムより引用
>
>しかし「応力」の正式な定義は「単位面積あたりの力」で、現在使われている「応力度」と同義です。

この「正式な定義」とは、ある分野でのことでしょう。
建築構造力学ではそんな定義はないはず。

補足。

架構にかかる外力と支点反力の釣り合いを前提としていることから、部材内にはまたそれらに呼応して「一組の釣り合った力」が生じている。
なので、「応じる力」から名付けられたのではないか、と。
・・・という解釈です。

英語では単に「stress」なんですね。

>あなたの言葉を文字通り解釈すると、モーメントの応力図は描けないと言うことですか？
>ついでにせん断力の応力図も
>　応力と応力度を区別できないと力学的な話が出来ない。


応力と応力度を区別してはいけないなどと言っているのではないです。
法令から応力と言う文言が無くなりましたが慣用的に使用してます。
機械材料工学等の分野の「応力」＝単位面積当りの内力　の定義があるために構造工学の「応力」も法令用語を改正したようです。
令８２条　応力の種類→力の種類　　短期の応力→短期に生ずる力　等・・
に改正　と思ったまでです。

計算書を作るときは、法律に基づいた用語にしないと何をしているのか分か
らなくなりますよね。ですから、法律的に正しい用語の定義を確認するのは
意味があると思うのです

Wikipediaの記述では、
応力という言葉の定義は構造力学と材料力学や連続体力学では微妙に異なる。
構造力学では連続体内部の面にかかる力を応力、その単位面積当たりの力を
応力度 (stress intensity) と呼ぶ。一方、材料力学や連続体力学では面に
かかる力を全応力、単位面積当たりの力を応力と呼び、同じ言葉でも定義が
異なることに注意が必要である。

となっているので、同じ応力と言う言葉が建築の法律と材料の法律で別の意
味になるということが、法律を作る立場からすると、許容できなかったので
しょうね。

ということで、応力解析と応力図の正しい用語はなんなんだろう？

>ということで、応力解析と応力図の正しい用語はなんなんだろう？

正しい用語かどうかは別にして、概要書の様式には普通に「応力」「応力解析」「応力図」が使われてますねぇ。

>ということで、応力解析と応力図の正しい用語はなんなんだろう？

上の定義でいくと、、、、、

全応力解析　全応力図　OR　（内力解析　内力図）　では如何な？

>>ということで、応力解析と応力図の正しい用語はなんなんだろう？
>
>正しい用語かどうかは別にして、概要書の様式には普通に「応力」「応力解析」「応力図」が使われてますねぇ。

そういうことで、お役人も首尾一貫していないということですね
ありがとうございました。

>そういうことで、お役人も首尾一貫していないということですね


首尾一貫させない方針だとおも。

>　12月17日4時ごろ東京建築士会に申請して今日先ほど葉書がきました。
>　　
>　「構造設計一級建築士証・・・・についてのご通知」
>
>　消印は, 銀座21-3.13 18-24 となっていました。
>
>　なんどもしつこいようですが、ご参考まで。

埼玉で12月15日申請して，登録番号は71でした

>埼玉で12月15日申請して，登録番号は71でした

登録番号ではなく、建築士証交付番号です。

12/16申請、交付番号3000少し前。

かなりの人数が一度に申請したため、遅くなったようです。

今度はＥＴＣか。やはり○交省からみか。まったく

>大渋滞で、高速利用する気が無くなるよ。
>今度のゴールデンウィークが見物だよ。

http://www.jartic.or.jp/

>もう、この話題、どうでも良いよ。
>要は、建築士会の姿勢が、どれだけいい加減か分かっただけ。
>各士会の対応調整が出来てなかったのが、最大の原因。
>建築士会なんて、クソタレだ。
>
>なんのための団体なのか、存在意義さえ疑われる。
　
構造設計免除にすることで、考査を受けたら全滅であったで
あろう専攻建築士の生活を守ったという意味では貢献している。

>構造設計免除にすることで、考査を受けたら全滅であったで
>あろう専攻建築士の生活を守ったという意味では貢献している。

この免除が最も効果的でした。

>定額給付金分、ＥＴＣで使っちゃったよ。
>

あはは、それが国の狙いですか。
国交省と道路天下り団体が儲かる仕組みなのか。
ガソリン使って遊びのお金を使って帰りは大渋滞で車が動かず。
給付金も貰ったら近くで食事して、ソフトのメンテナンス代で終りか・・・笑い
なんとも味気ない話しですみません。
景気が立ち直る先が見えればドンドン使うのですがね、今の景気でお金を使う気に為れないのが本音です。
また、消費税がドカット来ますので納税で頭が一杯です。

>>構造設計免除にすることで、考査を受けたら全滅であったで
>>あろう専攻建築士の生活を守ったという意味では貢献している。
>
>この免除が最も効果的でした。

とても恐くて専攻構一には、構造設計頼めないですね・・・・

>>定額給付金分、ＥＴＣで使っちゃったよ。
>>
>
>あはは、それが国の狙いですか。
>国交省と道路天下り団体が儲かる仕組みなのか。
>ガソリン使って遊びのお金を使って帰りは大渋滞で車が動かず。
>給付金も貰ったら近くで食事して、ソフトのメンテナンス代で終りか・・・笑い
>なんとも味気ない話しですみません。
>景気が立ち直る先が見えればドンドン使うのですがね、今の景気でお金を使う気に為れないのが本音です。
>また、消費税がドカット来ますので納税で頭が一杯です。
>

おいらは、ETCも買えないし、高速も走れない
消費税どかっとだとー
陽気なこといってんじゃねえー・・・

>ワテも、最近ＥＴＣ付けたぞ。

え〜ね〜おまいら
ＥＴＣ付けれて
わしゃ白いめしもくえんぞなもし
ひえか、あわ食うていきとるぞなもし

>>>構造設計免除にすることで、考査を受けたら全滅であったで
>>>あろう専攻建築士の生活を守ったという意味では貢献している。
>>
>>この免除が最も効果的でした。
>
>とても恐くて専攻構一には、構造設計頼めないですね・・・・


まったくその通り・・・・

1月8日に申請して今日葉書がきました。

>新規１級の人が、事務所登録できなくて
>困っていたな〜〜〜〜〜〜。
>可愛そう。
>オイラの時代は、1月末に免許来たのにね。


たとえ1月末に来たとしても、管理建築士がいなければ
事務所登録できない。

>1月8日に申請して今日葉書がきました。

先週申請しました。

5/27日に間に合うかどうか・・・。

間に合わなければ、27日以降誰か構一さんに見てもらうしかないのかな。
さてどうしましょ。
届くまで開店休業ですかね。

>建築士会から案内があって知ったのですが、
>
>(財)建築行政情報センターは、平成21年4月から「ICBA会員制度」を立ち上げ、
>建築行政の円滑な推進や建築業界の活動を支援するため、さまざまな情報提供を
>行う予定にしています。
>詳しくはＩＣＢＡサイトの一番下「その他」に書かれています。
>
>なお、建築士会の会員は会費\12,000-が\3,000-になる予定とのことです。
>
>会費を取ることで、見ない人（見られない人）が増えるのは確実です。
>そんなに高くはないけど、わざわざ不便する必要はないように思いますね。



どこの財団でしたか、一貫ソフトの又貸しで暴利を貪ろうとした処は・・・・企みが外れた

>>
>会費を取ることで、見ない人（見られない人）が増えるのは確実です。


簡保の宿と一緒の発想だと思います。
人気があるから値上げして黒字にしましょう・・・・安いから人気なのに。

アクセス数が多いからお金取りましょう・・・タダだから見てるのに。

こんなことが普及すると、他の機関も同じことを始めそうです。

例えば、警察情報や省庁などのリーク情報。
警察が作った○○協会に加入した会員だけに情報を渡します。
会員になるには○○万円の入会費と会費が必要です。
また、○○協会の規則を破った会員は脱会してもらうことがあります。

などと。本来、行政の基本的な情報は公開が原則のはず。
情報公開することで役所や建築士、施工者など建築に関わる人に
周知させ、間違いが起きないようにする狙いがあったはず。

会員制にすることで、情報の周知徹底がなおざりになり、エンドユーザーに
不利益を与えかねない。

目先の利益を追及する意味が分からない。

>建築士会から案内があって知ったのですが、


財団法人の経費の原資は寄付された財産だけのはずだが
こういうことがまかり通るとは情けないと言うか呆れるというか。。


>なお、建築士会の会員は会費\12,000-が\3,000-になる予定とのことです。


士会への入会のメリットが高くなる。
そういう誘導か。


案内をよく見た。
なるほど、個人会員ではなく、団体会員扱いになるわけだ。
しかも、団体としての入会条件100人以上は当面猶予するとある。
あからさまというか、稚拙なルール作り。。

建築士会とＩＣＢＡに年貢を納めないと、円滑な業務ができないのですね。
国土交通省の外郭団体は、年貢を納めないと、業務を円滑に行う情報も流してくれないのですね。

構造１級の伴う年貢は下請け参加の最低金額で、よりよい業務をしたければ、もっと金を払えってことですかね。
お金儲けが上手ですね。見習いたいものです。
仕事が激減して、下請け料を値切られて、こっちは大変です。

どうしても建築士会にはいりたくないし、、しょうがないので…。
構造設計に後付けのルールを付加する、ＩＣＢＡのＨＰをいちいちチェックする手間が省けて、、
かえって、”業務の円滑化”だと開きなおることにします。

一般に公開されないなら、ＩＣＢＡのＱ＆Ａとかに
従わなくて良くなるだけジャン。
助かりそうな、気がする。

>建築士証を受け取ってこられた方は「資格者名簿作成のお願い」を渡されたと思います。
>交付申請時の修了者リストの改訂版といった位置付けで、
>業務受託の可能性の項目が新たに加わっています。
>これとは別に、新・建築士制度普及協会(どういう団体？)からの
>「協力事務所登録のお願い」も入っていたのですが、
>みなさんはどうされていますか。何が違うのか分かりません。

　先日諸事情で構造一級の資格者紹介窓口の状況について、あちらこちらに問い合わせてみたのですが、
構造一級に仕事を依頼したい人は「新・建築士制度普及協会（実態は事務所協会で連絡先が同じ）」以外の窓口は無くJSCA等の団体ではそうした斡旋は一切していないし予定も無いそうです。

また、肝心の普及協会の行っている資格者の紹介というのも、
「事務所に来て構造一級所持者のリストを閲覧し、依頼したい人と個別に連絡を取ってください」だそうで・・・
リストを見には行っていないのですが、リストに載っている方の得意分野等の情報は一切無く連絡を取ってみないと
資格を持っている以外何もわからないとか・・・

利用者の事は一切考えていないアリバイづくりのための状態に唖然としてしまいました。
今回の改訂版も、依頼側の利便には配慮されていない様で、活用されるかはかなり微妙かもしれません。
また、他の団体の対応はまるで資格者の紹介・斡旋を禁止されているかのような判を押した様な対応なのも腑に落ちません。

>また、他の団体の対応はまるで資格者の紹介・斡旋を禁止されているかのような判を押した様な対応なのも腑に落ちません。

団体は資格者の紹介や斡旋は行いません。
それで良いと思います。

>>また、他の団体の対応はまるで資格者の紹介・斡旋を禁止されているかのような判を押した様な対応なのも腑に落ちません。
>
>団体は資格者の紹介や斡旋は行いません。
>それで良いと思います。

他人のやった構造設計の責任を取らされるのは避けたい。
裁判にでもなったら大事である。
少なからず責任を取らされるような
紹介斡旋はだれもしないと思う。
協力事務所に登録したとしても、実質は受けないだろう。
自分の仕事だけで充分生活出来るようになったのだから・・
これが現実である。

音頭を取っているのは国土交通省と外郭団体であるＩＣＢＡ。
新・建築士制度普及協議会
ttp://www.icba.or.jp/kenchikushiho/kyougikai/index.html
で、その下部組織が
一般社団法人新・建築士制度普及協会（住所は事務所協会と同じで、中の人は建築士会の役員）
ttp://www.icas.or.jp/

その上で。制度がより分かりにくくなっている原因ですけど。
・窓口が、�@建築士会と�A建築士制度普及協会に別れていること。
　片方に登録すれば良いのか、両方に登録が必要なのか。
・大人の事情で、今はたまたま窓口が二つあるけど、今後は一本化されるのかな？
　それとも、今後も窓口が二つ存在して、今のような状態を続けるのかな？

あと、、もう一つ。�B建築設計サポートセンターの設置→事務所協会
ttp://www.mlit.go.jp/report/press/house05_hh_000073.html

３つの窓口があるみたいですけど、中身は一緒ですから、どれか一つ登録すれば、共通して登録して
頂けると思っていますが、勘違いかもしれません。

釣りですよね？

>釣りですよね？

釣りとは？

当県で判定を受けた際は「振り分けの比率は耐力(終局強度)比で」と指導されました．

>節点振り分け法について教えてください。
>とすると、この三つの範囲内であれば、任意比率でも良いのでしょうか。
>ちなみに、耐震診断です。
>宜しくお願い致します。

任意比率はだめと思います。
最も適切と考えられる方法の結果を採用する事になります。

ちなみに、わたしは、耐力比です （で、やってました）。

>>釣りですよね？
>
>釣りとは？

通りすがりさん　のように、構造すべて理解しているばかりではないと思います。
「俺はすべて理解している。」と思っている人も
「下々の奴らは、こんなことで悩んでいるのか。」
と思って、成り行きを見守っている、広い心であってほしいと
思います。

>１／２分配、剛比分配、一次設計時の応力比分配があると思います。

どれが正しいか解りませんが・・・
手計算の時代に1/2ならば暗算できるので簡単だから・・・
剛比、応力は弾性の話なので、ちょっとなじまない・・・
Ｍｕならば、それらしい・・・・。(^^；)
表計算ソフトで、Ｍｕで分配させるのが手っ取り早いです。

>>>釣りですよね？
>>
>>釣りとは？
>
>通りすがりさん　のように、構造すべて理解しているばかりではないと思います。
>「俺はすべて理解している。」と思っている人も
>「下々の奴らは、こんなことで悩んでいるのか。」
>と思って、成り行きを見守っている、広い心であってほしいと
>思います。

「釣り」とは、常識的なことを聞いているということなのでしょうか。


>どれが正しいか解りませんが・・・
>手計算の時代に1/2ならば暗算できるので簡単だから・・・
>剛比、応力は弾性の話なので、ちょっとなじまない・・・
>Ｍｕならば、それらしい・・・・。(^^；)
>表計算ソフトで、Ｍｕで分配させるのが手っ取り早いです。

私はいつもは剛比分配としているのですが、
今やっている物件が、２階建てで、柱はコラム・梁はＨ形鋼で、２階の床は非常に重く、屋根は折版で軽いのです。
にもかかわらず、柱が絞っておらず板厚のみ変えています。
従って、剛比分配・耐力比分配では、２階の耐力が余りすぎて、１階が不足してしまうのです。
そのような場合、節点振り分け法自体が外力分布を想定していないので、そぐわないとは思っています。
そこで、応力比分配またはそれらの条件の範囲内の任意の比率ではどうかと思った次第です。
2007年の黄色本のP307に、
「節点振り分け法では、たとえAi分布に基づく外力分布を仮定しても、その分布形を完全に満たすような保有水平耐力を求めることは実質的に不可能である。このような場合には、分配率を適切に設定するなどして、地震層せん断力がAi分布に基づく地震層せん断力の分布に出来る限り近づけるようにしなければならない。」
とあります。
ここにある「分配率を適切に」について、具体的にどのように考えればよいかについて、皆さんのご意見を頂戴したいと思っています。

耐力比分割で行っています。

しかし、どの方法が正しいかはわかりません。
診断者の判断でしょう。

そもそも、耐震診断法や構造計算法だって曖昧な部分が多い。

どれが正しいか悩むということは、
本質が分かってるから悩むんだと思うので、
釣りだとは思いません。
構造計算、耐震診断を行っていると、
良く有りがちな疑問ですね。

通りすがりさん・・・・。
実は質問の意味が理解出来なかったのかな・・・。
そんな訳無いか・・・。

>そこで、応力比分配またはそれらの条件の範囲内の任意の比率ではどうかと思った次第です。
>節点振り分け法では・・・・ここにある「分配率を適切に」について、具体的にどのように考えればよいかについて、皆さんのご意見を頂戴したいと思っています。

であれば、弾性応力比でよろしいのでは・・・。
でもきっと、Fsi が大きくなり1階がOUTなんですよね。
節点振り分け法の問題ではないような・・・。

で、以下
各層の層間変形角の平均（調和平均）に対する当該階の
層間変形角の比の逆数を剛性率とする

と、思います・・・・・デス。

>であれば、弾性応力比でよろしいのでは・・・。
>でもきっと、Fsi が大きくなり1階がOUTなんですよね。
>
>解決方法の提案：
>各層の層間変形角の平均（調和平均）に対する当該階の
>層間変形角の比の逆数を剛性率とする
>
>と、思います・・・・・デス。


たしかどこかで見た覚えが・・・と思ってたら・・
ここのべんりねっとの　構造設計の裏技　にも書いてありますね。

>>そこで、応力比分配またはそれらの条件の範囲内の任意の比率ではどうかと思った次第です。
>>節点振り分け法では・・・・ここにある「分配率を適切に」について、具体的にどのように考えればよいかについて、皆さんのご意見を頂戴したいと思っています。
>
>であれば、弾性応力比でよろしいのでは・・・。
>でもきっと、Fsi が大きくなり1階がOUTなんですよね。
>節点振り分け法の問題ではないような・・・。
>
>で、以下
>各層の層間変形角の平均（調和平均）に対する当該階の
>層間変形角の比の逆数を剛性率とする
>
>と、思います・・・・・デス。

剛性率を出すのに、調和平均などというものがあるとは知りませんでした。
１階の剛性率はギリギリＯＫです。
２階の柱は間引きされているからだと思います。

>１階の剛性率はギリギリＯＫです。
>２階の柱は間引きされているからだと思います。

スレ主さん（かんきち　さん）へ

であれば、Fesi＝1.000になっている。という事ですね。
そうであれば、E0i　不足の様な気がしますです。

私であれば、試しで、1階建として、試行してみて、
1階のE0i　が正しいかどうかで判断します・・・デス。

耐震診断基準P.277。。

柱Ｍ＞梁Ｍの場合は、上下柱１／２分割でもＯＫ。
柱Ｍ＜梁Ｍの場合は、それぞれの柱Ｍによる。

節点振り分け法は、もう、随分やっていないので、
間違ってたら、ごめんなさい。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

>従って、剛比分配・耐力比分配では、２階の耐力が余りすぎて、１階が不足してしまうのです。

久しぶりの書き込みです。

全体崩壊しているなら、各層の耐力を仮想仕事法で
まとめてみたらどうですか？

皆々様　おはようです
都内は、あらしが、ようやくおさまりました。
今日もバリバリ仕事片付けます。

スレ主（かんきち）　さん　へ

貴殿からの建物情報は下記ですが、
1,今やっている物件が、２階建てで、柱はコラム・梁はＨ形鋼
　で、２階の床は非常に重く、屋根は折版で軽いのです。
　にもかかわらず、柱が絞っておらず板厚のみ変えています。
2,１階の剛性率はギリギリＯＫです。
　２階の柱は間引きされているからだと思います

こうゆう建物を、節点振り分け法で正値のQui　を求めるは
無理と思われます。終局ヒンジ発生の順番を知る必要があります。
1階のQui　はΣ（柱頭Mu＋柱脚Mu）/hoが妥当と思います。
分配率の方法を考えても問題は解決しないと思います。
もちろん外力分布を変えても節点振り分けする以上、2階柱脚
に分配して、しまいますので問題は解決しないと思います。

1，一番いいのは、荷重増分解析でQui　を求める。その際、
　増分加力解析限界は1階柱頭ヒンジ発生・外端梁ヒンジ発生
（1階層崩壊形）まで。

2，どうしても、節点振り分け法でやるのなら、1階と2階を分割し
　てQui　をそれぞれに求める。
　その際、分配率は上下階で伝達させない。

と、思います・・・・・・・・・・・デス。

皆さん、色々ありがとうございます。
週末は、風邪で寝込んでおりました。
いろいろなご意見を頂いていたにもかかわらず、レスできずにすみませんでした。

やっぱり、節点振り分けには無理があるのかもしれませんね。
仮想仕事法・増分解析法も視野に入れて考えてみます。

風様、詳しい分析までしていただきありがとうございます。
ところで、
>2，どうしても、節点振り分け法でやるのなら、1階と2階を分割し
>　てQui　をそれぞれに求める。
>　その際、分配率は上下階で伝達させない。
とのことですが、分割して求め上下階に分配させないとはどういうことになるのでしょうか。
今、２層の崩壊形はパネルまたは梁が主流です。
１階だけを抜き出して耐力を出した場合、２階は柱脚耐力０として考えましょうと言うことでしょうか。
もう少しだけ、ご教授願います。

>とのことですが、分割して求め上下階に分配させないとはどういうことになるのでしょうか。
>今、２層の崩壊形はパネルまたは梁が主流です。
>１階だけを抜き出して耐力を出した場合、２階は柱脚耐力０として考えましょうと言うことでしょうか。
>もう少しだけ、ご教授願います。

それで、よろしいと、思います。
1階のQui　は
中柱はΣ（柱頭Mu＋柱脚Mu）/ho
外柱はΣ（2階パネルまたは梁耐力＋柱脚Mu）/ho
で2階柱脚に分配しない　←　崩壊形がそうなるハズ・・・デス。

>>とのことですが、分割して求め上下階に分配させないとはどういうことになるのでしょうか。
>>今、２層の崩壊形はパネルまたは梁が主流です。
>>１階だけを抜き出して耐力を出した場合、２階は柱脚耐力０として考えましょうと言うことでしょうか。
>>もう少しだけ、ご教授願います。
>
>それで、よろしいと、思います。
>1階のQui　は
>中柱はΣ（柱頭Mu＋柱脚Mu）/ho
>外柱はΣ（2階パネルまたは梁耐力＋柱脚Mu）/ho
>で2階柱脚に分配しない　←　崩壊形がそうなるハズ・・・デス。

なるほどです。
このような建物の場合、１階の層崩壊で決まってしまうので、１階のみの耐力がポイントで、２階は１階が崩壊したときの値、すなわち１〜２階とも外力分布（Ai分布）による耐力比となるわけですね。
Ds・Fes（F値・Fes値）を考慮して、Qun分布としても同様と言うことになりますね。
このような理解でよろしいでしょうか。

>このような建物の場合、１階の層崩壊で決まってしまうので、１階のみの耐力がポイントで、２階は１階が崩壊したときの値、すなわち１〜２階とも外力分布（Ai分布）による耐力比となるわけですね。

Ai×重量の比では。？

ＥＲＩＥさん。おヒサです。ﾏﾄﾚｽ　ｽﾏｿ

> 柱Ｍ＞梁Ｍの場合は、上下柱１／２分割でもＯＫ。
> 柱Ｍ＜梁Ｍの場合は、それぞれの柱Ｍによる。

３日間寝ないで考えました。
下の方は、分配しないと言うことですよね。(^^；

>>このような建物の場合、１階の層崩壊で決まってしまうので、１階のみの耐力がポイントで、２階は１階が崩壊したときの値、すなわち１〜２階とも外力分布（Ai分布）による耐力比となるわけですね。
>
>Ai×重量の比では。？

そうです、そうです。


>> 柱Ｍ＞梁Ｍの場合は、上下柱１／２分割でもＯＫ。
>> 柱Ｍ＜梁Ｍの場合は、それぞれの柱Ｍによる。
>
>３日間寝ないで考えました。
>下の方は、分配しないと言うことですよね。(^^；

下の方は、分配は梁の応力を出すだけ（付加軸力は関係しますが）で鉛直材の保有せん断力はメカニズム発生部材である柱だけで決まる、っていうことですよね。

>>Ai×重量の比では。？
>
>そうです、そうです。

もっと言うと、Ai×重量の比だから外力比ですよね。
で、２階が梁ヒンジならば、市さんの書かれているように仮想仕事法で・・・。

>>>Ai×重量の比では。？
>>
>>そうです、そうです。
>
>もっと言うと、Ai×重量の比だから外力比ですよね。
>で、２階が梁ヒンジならば、市さんの書かれているように仮想仕事法で・・・。

2階は層間変形はちょびっと、1階からみると、重みだけ。

喰えない　さん　へ
今日は納品日、やっと、でけた。
今から行ってきます。・・・・あとは4649・・・。

だんだん分かってき多様な気がします。
やっぱり単純に節点振り分けでは、無理がありますね。
ご助言を元にトライしてみます。

皆様、どうもありがとうございました。
今後とも宜しくお願いいたします。

あっ！話が終わってる・・(^_^;まっいいか。
すんまへん、出遅れました。

喰えないさん、お久しぶりですね(^_^)。
また、何かの機会に、お会いしたいですね。

耐震診断。。３次ですので、基本的？に、節点振り分けですけど。。
あまり、３次の概念自体、ちゃんとしたものでも無いと思いますので、
難しく考えなくても、良いような。。気もしますです。
（余計な事ですね。すいません。）

がんばって下さい！！手計算も、たまには良いですよね。

...see you again.(^^)ﾉﾞ☆''いつも元気なＥＲＩＥちゃん''☆

Erieさん

あっ、すみません。
勝手に終わらせてしまって。

構造は、電算を使っていても最後はやっぱり手ですね。

ありがとうございました。